i!:.;

:■>

V"y

-:>T;

ilüill

mm

•rr

:^:-.

y??k

-'

•:*:y

il

’

!>:•;•

:^v>

i

ili :i

fei

m

'Mi

:

£>

g|§§

j£SS

^ •

'y:.

::::

HB

;;

mm

■gv

m

W

yV

}; >r’

■K-:

:

;•

:•>

Si§

ilfrk-

3s

.J

::

i :!!

::::

:;':;:;:L'i

EöTi

:Vo:

;f^

■

M

:;-y

;;;

iS\

:r:\

NEUERE BOGENBRÜCKEN

AUS

UMSCHNÜRTEM GUSSEISEN

SYSTEM DR- ING. FRITZ EDLER VON EMPERGER.

MIT ZAHLREICHEN PLÄNEN DER

SCHWARZENBERGBRÜCKE

AUF DER INTERNATIONALEN BAUFACHAUSSTELLUNG IN LEIPZIG UND ÜBER 200 ABBILDUNGEN.

PREIS GEHEFTET 5 M.

BERLIN 1913. WILHELM ERNST & SOHN.

Biblioteka Politechniki Krakowskiej

Lo

OG

( kraköw

V?«»* chnic*^ ilNWo

D;uck von Gebrüder Stiepel, Reichenberg i. B.

ä3Js%

Akc. Nr.

Inhalts - Verzeichnis.

Seite

1.    Vorwort des Verfassers.....

2.    Ältere Bogenbrücken aus Gußeisen

3.    Die Druckfestigkeit von Verbundkörpern in Theorie und Versuch . .    29

4.    Die Knickfestigkeit des umschnürten Gußeisens..........

5.    Verstärkung bestehender Gußeisenbogenbrücken..........

6.    Welche Form ist für eine Brücke die beste?............

Die Schwarzenbergbrücke in Leipzig................

Versuche mit großen Brückenquerschnitten in Wien und an der fertigen Brücke in Leipzig......................

Schlußbemerkungen .......................

11

50

66

69

G cc

\ 90

137

¹49

Keiu loser

-r-

v s? 4PRs3

ä§Bi

iftshTÄ’l,;

S&fejk-

mm

ssst-..'

Fürst-Schwarzenberg-Brücke in Leipzig, I. B. A.

Aus umschnürtem Gußeisen, System Dr. Ing. Fritz von Emperger

Vorwort.

Die vorliegende Arbeit soll über die neuesten Fortschritte in der Verwendung des umschnürten Gußeisens der Fachwelt berichten und den Besuchern der Internationalen Baufach-Ausstellung in Leipzig als Führer dienen, mit dem das Bauwerk der Schwarzenbergbrücke an der Hand des dort ausgestellten Versuchsmaterials besser gewürdigt werden kann. Einleitend sei der Schwierigkeiten gedacht, welcher jede technische Neuerung bei der Beurteilung durch die daran interessierte Fachwelt begegnet und wie schwer es ist — ganz abgesehen von der Gleichgültigkeit der Massen für die Fortschritte der Technik — derselben eine vorurteilslose Beurteilung zu sichern.

Das auch für das Bereich der Geister gültige Gesetz des Beharrungsvermögens führt dazu, daß selbst wenig begründete „Bedenken“ genügen, um den Gebrauch einer Neuerung zu vereiteln, indem man ihren Wert herabsetzt und das Erprobte und Bekannte und damit auch an sein eigenes Wissen als etwas Besseres glaubt. Es ist daher auch jedem technischen Fortschritt anfangs schlecht ergangen und es kann und soll für diese Vorschläge keine Ausnahme beansprucht werden. Es sei dies hier angeführt, um zu erklären, daß sich in abweisenden Kritiken nur jene Entwicklungsstadien widerspiegeln, die ich selbst durchgemacht habe. Ich werde es demnach unterlassen, diesen gewiß wohlgemeinten Urteilen entgegenzutreten, um so mehr als die oberste Entscheidung in den Händen der ausführenden Praxis liegt.

Es wurde ja auch der Eisenbeton, der heute ein anerkanntes Gemeingut der Technik ist, bei seinem ersten Auftreten aus den armseligsten Gründen schlecht gemacht und in der Presse noch im Jahre 1900 leichthin als unbrauchbar gekennzeichnet. Die Entwicklungsgeschichte aller technischen Neuerungen bietet eine Fülle diesbezüglicher Beispiele. Es muß hier genügen, wenn der kennzeichnende Vorgang bei der Einführung des Eisens — anfangs kam nur Gußeisen in Betracht •— im Brückenbau etwas ausführlicher in Erinnerung gebracht wird, weil damit auch ein uns verloren gegangener Maßstab für die Güte und den technischen Wert des Gußeisens in das Gedächtnis unserer raschlebigen Zeit zurückgerufen werden soll.

Smeaton; der in der Mitte des 18. Jahrhunderts das Gußeisen im Maschinenbau einführte, sagt hierüber: „Als ich vor 27 Jahren zum ersten Male Gußeisen verwendete, da rief alles, wie kann das spröde Gußeisen halten, wenn das stärkste Zimmerholz nicht widersteht ?“ Solche Urteile, die im Lichte einer rückschauenden Erfahrung recht unvernünftig aussehen, sind aber für die Zeitgenossen ausschlaggebend, weil sie dem Gesichtskreis der Zeit entsprechen.

Nicht besser erging es dem Eisen im Brückenbau. Ein Bericht aus einer unzweifelhaft unparteiischen Feder soll dies dartun. Mehrtens schreibt in seiner Monographie: „Der Brückenbau einst und jetzt“, Zürich 1899,*) auf

*) Siehe auch Heinzerling, 1870, S. 94 und Mehrtens, Vorlesungen, 1908.

Seite 11, IV: ,,Die Idee, eiserne Brücken zu bauen, findet sich schon in italienischen Schriften des 16. Jahrhunderts. Desaguilliers ging mit dem Entwürfe einer eisernen Themsebrücke um. Gar rin hatte im Jahre 1719 bereits angefangen, über die Rhone in Lyon eine eiserne Brücke zu schlagen, schreckte aber vor den Schwierigkeiten und Kosten der Ausführung zurück, so daß die Brücke in Holz ausgeführt wurde. England war es Vorbehalten, in den Jahren 1776 bis 1779 die erste feste eiserne Brücke der Welt auf seinem Boden entstehen zu sehen.“

■* •

r-

..

_

jv rvrr“'

Wi

Li

h

«i

Ü*-4L..

jV.

?a

r^3,

-•V

---

H

A-*fc5

&V--

it

Abb. 1.

Die älteste eiserne Brücke der Welt in Coalbrookdale 1776—1779.

Es ist dies die gußeiserne Bogenbrücke über den Severn bei Coalbrookdale (Abb. 1), erbaut von John Wilkinson — iron mad — dem eisernen Narren, wie ihn seine lieben Zeitgenossen nannten. Sie hat 31 m Spannweite und diente einer ganzen Reihe von ähnlichen Bauten als Muster, die teilweise sogar nach allen Teilen der Welt verschifft wurden. Wie ersichtlich, bedurfte es mehrerer hundert Jahre, um aus der Idee ein greifbares Projekt, und weiterer 60 Jahre zur Überwindung aller Bedenken, um aus einem Projekt die Tat zu gebären.

Was dem Franzosen G a r r i n noch 1719 unüberwindlich schien, ist nach öojährigem Ringen einem Mann mit einem eisernen Narren willen in England gelungen, und dies nur wegen der gleichzeitigen Entwicklung des Maschinenbaues auf derselben Grundlage. Dieser Fortschritt hat dann ein volles Jahrhundert hindurch, bis 1870, die Technik des eisernen Brückenbaues beherrscht.

Es zeigt dies wie gegenüber solchen Schwierigkeiten eine gute Idee allein doch herzlich wenig bedeutet, obwohl nur diese vom Patentamt geschützt wird und daß die eigentlich fruchtbringende Arbeit erst nach Überwindung aller entgegenstehenden Hindernisse durch die Einführung der Idee in die Praxis beginnt.

Dies ist im vorliegenden Falle, nach Veröffentlichung*) meiner Vorschläge und meiner Versuche im Jahre 1911, durch den Bau der Schwarzenbergbrücke in Leipzig 1913, geschehen und diese zweite Etappe der Entwicklung — die Renaissance des Gußeisens — soll durch dieses Buch gekennzeichnet werden.

Nach öojähriger Herrschaft des Flußeisens ist der Fachwelt das Verständnis für den Wert des Gußeisens als Brückenbaumaterial dermaßen abhanden gekommen, daß es ratsam erscheint, bei der heute ganz vergessenen Praxis von 1870 neu anzuknüpfen und als ein kompetentes Zeugnis ein Lehrbuch aus diesem Jahre des Prof. Ahlburgin Braunschweig anzuführen, der sich bezüglich dieser gußeisernen Bogenbrücken im Kapitel Eisenbrücken auf Seite 200 wie folgt ausspricht:

,,Die vielen ausgeführten gußeisernen Bogenbrücken in den Straßen und Eisenbahnlinien Frankreichs**) haben den hohen Wert dieses Konstruktionssystems außer allen Zweifel gestellt und wir können es nur beklagen, daß die deutschen Ingenieure mit zu großer Vorliebe sich den Brücken aus Schmiedeeisen zugewendet haben.“

Es ist deshalb nicht ohne Interesse zu wissen, daß die Ingenieure S c h n i r c h und F illunger für den Donaukanal in Wien eine Bogenbrücke aus Gußeisen projektiert hatten, daß aber dann später an ihrer Statt

-?686m

-26.88m--

g:

Abb. 2. Typische Schiffkornbrücke über die Iser.

eine ebenfalls nach ihrem System von Prof. Rebhann projektierte Hängebrücke erstanden ist, die bereits längere Zeit gesperrt ist und demnächst umgebaut werden wird. Jedenfalls hat sich Flußeisen in diesem Falle als dem Gußeisen nicht überlegen erwiesen.

Ich führe das obige Urteil Prof. Ahlburgs in diesem Zusammenhänge nur an, um der verbreiteten Anschauung entgegenzutreten, als ob das Gußeisen aus dem Brückenbau, wegen der schlechten Resultate der aus ihm erstellten Bauwerke, ausgeschieden worden wäre, da dies zu der Meinung führt, daß sein neuerlicher Gebrauch einen Rückschritt zu etwas Minderwertigem bedeutet. Es ist dies eine Verwechslung der erwähnten Bogenbrücken mit den gemischten Systemen, insbesondere den sogenannten Schiff kornbrücken, die ein Fehlgriff waren und bei welchen nicht das Material, sondern seine Verwendungsart sich als mangelhaft erwies (Abb. 2) und zu Einstürzen geführt hat, die auf Rechnung des Systems zu setzen sind und nichts mit dem Material zu tun haben.

*) Eine neue Anwendung des Gußeisen für Säulen an Bogenbrücken. Berlin 1911. Verlag W. Ernst & Sohn. Preis 3 K oder 2 M. 50 Pf.

**) Siehe auch „Nouveau portefeuille“ von Perdonnet 1859 und „Construction des ponts“ en fonte von Moraudiere 1876.

[kl

5:

. ff -

»I

! aRf.wl

II

L/

ssp

v:

MM

<£!

»ÜÜÄi

v*;

Abb. 3. Ansicht einer Schiffkornbrücke.

Die Abb. 3 zeigt uns die Hauptansicht einer Schiffkornbrücke und Abb. 4 die dazugehörigen verwickelten Einzelheiten, eine Vereinigung von Gußeisenfassonstücken mit schmiedeisernen Schließen, von welchen behauptet wird, daß die Wahl beider Eisenmaterialien so getroffen wurde, daß sich dieselben in ihren Eigenschaften richtig ergänzen. Schiffkorn nannte sein System ein

Schnitt nach s I .Schnitt nach u v.

ß.

IR

ft

gggätiijj

/a

'vT*'

-&■

~ü 5r

Abb. 4. Einzelheiten einer Schiffkornbrücke.

,.kompensiertes Kreuzverspannungs- und Verstrebungssystem“. Schon der Name hätte zur Vorsicht mahnen sollen. Unsere Generation beurteilt diesen Typus als eine fehlerhafte Entwicklung der ihm überlegenen Neville-und Warren-Brücken, Ein Ausschuß des österreichischen Ingenieur- und Architektenvereins urteilte anläßlich des Einsturzes der nach diesem System erbauten Pruthbrücke bei Czernowitz im Jahre 1868, daß in erster Linie die ganz unzureichende Stärke der Hauptbestandteile, in zweiter Linie die Fehler des Systems — das in dem Ersatz der Nieten durch die Anspannung von ,,Bewegungsschrauben“ bestand — den Einsturz verschuldet haben. Der Bericht erwähnt nur nebenbei die verschiedene Temperaturausdehnung von Guß- und Schmiedeeisen und erklärt Brücken dieses Systems für unbedingt verwerflich. Aus diesem Vorfall

r.

fr

V

LU

•1

e.

m'

KW

■CT' «s

' k ü

Abb. 5. Die 119 Jahre alte gußeiserne Bogenbrücke über das Striegauer Wasser bei Laasan.

resp. dem fachlichen Urteil läßt sich also nicht im geringsten etwas Nachteiliges für die Verwendung eines guten Gußeisens für Bogenbrücken ableiten, wie dies manchmal recht gedankenlos geschieht.

Zur Ergänzung unseres Überblickes über diese ältesten eisernen Brücken dient noch Abb. 5, welche die erste deutsche eiserne Brücke über das Striegauer Wasser bei Laasan darstellt. Dieselbe ist 1794 von dem königl. Hüttenamt in Malapane gebaut worden und ist heute 119 Jahre alt. Diese und viele andere gußeisernen Brücken stehen heute noch tadellos da, sofern sie nicht wegen Erhöhung der Wagenlasten oder durch die oben erwähnten falschen

IO

Vorurteile veranlaßt, ausgewechselt worden sind. Dies soll ausdrücklich wegen einer Behauptung hervorgehoben werden, die kürzlich in bezug auf die Güte der Eisenbetonbrücken ins Treffen geführt worden ist. Im Zentralblatt der Bauverwaltung 1913, Nr. 10, S. 77, schreibt Herr Geheimrat Labes: ,,Es kann eine solche (Eisenbeton-)Brücke in bezug auf die Dauerhaftigkeit keinesfalls mit einer gut ausgeführten und unterhaltenen eisernen Brücke, wie etwa mit der alten Dirschauer-Gitterbrücke (1844—1857), erfolgreich in Wettbewerb treten.“ Diese älteste deutsche Brücke aus Flußeisen ist heute durch eine neue Brücke ersetzt und dient nur noch einem auf ein Drittel reduzierten Nebenbetriebe. Sie hat also nur durch ein halbes Jahrhundert voll gedient!

Wir sahen aber, daß das Gußeisen auf Beispiele hinweisen kann, die an Lebensdauer dem Schmiedeeisen doppelt und dreifach überlegen sind. Dieser Maßstab hat natürlich nur insofern Wert, als diese lange Bestandzeit dem Material Gelegenheit gegeben hat, selbst seine versteckten Fehler zu zeigen. Es darf hierbei nicht übersehen werden, daß in den älteren Konstruktionen aus Gußeisen die Querschnitte entsprechend der Unverläßlichkeit und Sprödigkeit des Materials im Vergleich mit Flußeisen überdimensioniert werden mußten, wie das bei Säulen allgemein bekannt ist. Es wurde eine größere als die sonst übliche vierfache Sicherheit bei elastischem Material verlangt. Damit ging den Bauwerken aus Gußeisen gegenüber denen aus Flußeisen die Wirtschaftlichkeit ihrer Herstellung, also ihre Existenzberechtigung, verloren und dies ist der eigentliche Grund ihres Verschwindens aus der heutigen Praxis.

Die in der Folge beschriebene Methode gibt dem Gußeisen jene Elastizität und Verläßlichkeit wieder, wie wir sie beim Flußeisen besitzen und es ist somit eine ähnliche Wahl der Sicherheit gegen Bruch der Konstruktionsteile wie bei Flußeisen (3) oder wenigstens wie bei Eisenbeton (3,6) möglich. Hinzu kommt noch, daß beim umschnürten Gußeisen im Vergleich mit Flußeisen durch den Fortfall der Nietarbeit ein weiterer wirtschaftlicher Vorsprung erzielt wird.

Die neue Methode des umschnürten Gußeisens benutzt, durch entsprechende Ausgestaltung, die oft als statisch wertlos angesehene nur der Feuersicherheit dienende Betonhülle des Eisens in mehrfacher Weise: 1. zu der letzterwähnten

Verbindung der einzelnen Teile; 2. zur Verstärkung des Querschnittes; 3. zum Schutz gegen Feuer und Rost und 4. zur Änderung der glasartigen Sprödigkeit. Dieselbe verbindet schließlich 5. auch äußerlich die Vorteile des reinen Eisenbaues mit denen des Eisenbetons. Sie stellt also

Dr. Fritz von Emperger.

eine weitere gemeinsame Entwicklung der älteren drei Bauweisen, des Gußeisens, des Flußeisens und des Eisenbetons zu einer aller modernsten Lösung dar.

Ältere Bogenbrücken aus Gußeisen*

Die Druckfestigkeit von Verbundkörpern in Theorie und Versuch*

Schlußfolgerung.

Die Knickfestigkeit des umschnürten Gußeisens*

Welche Form ist für eine Brücke die beste?

Die Schwarzenbergbrücke in Leipzig*

Rahmen II.

e) Fassade und Geländer.

Ältere Bogenbrücken aus Gußeisen¹

Der in der Folge beschriebenen Methode liegt die Überzeugung zugrunde, daß wir bei Druckgliedern unser bestes druckfestes Material, das Gußeisen, zu Unrecht aus der Praxis ausgeschieden haben. Dasselbe besitzt nach T e t-mayer eine mittlere Druckfestigkeit von 7600 kg/cni¹. Es hat fast nie unter 5600 kg/cm², kann dagegen bei Spezialeisen leicht auf 10000, sogar bis auf 15000 kg/cm² gesteigert werden, während das Flußeisen nicht viel über die Ouetschgrenze von 2400 kg/cm² bei Druck ausgenützt werden kann, also im Durchschnitt nur ein Drittel der Festigkeit des Gußeisens besitzt.¹) In diesem Zusammenhänge ist von besonderem Interesse zu wissen, was die ältere Praxis mit dem Gußeisen allein ohne Kenntnis der von mir vorgeschlagenen Sicherungen zu leisten imstande war und wie sich diese Bauten bewährt haben. Es sei in der Folge ein kurzer Überblick über die Verwendung des Gußeisens beim Bogenbrückenbau in den wichtigsten Kulturländern gegeben.

England.

Der ersten gußeisernen Brücke über die Severn zu Coalbrookdale,²) mit einem Bogen von 30,63 m Spannweite, bei 12,8 m Bogenhöhe, aus den Jahren 1773 bis 1779 wurde bereits im Vorwort (Abb. 1) Erwähnung getan. Jeder ihrer fünf, 1,49 m von Mitte zu Mitte entfernten Träger besteht aus drei konzentrischen, durch Radialsprossen mittels Bolzen unter sich verbundenen Bogen. Der innere derselben ist aus nur zwei im Scheitel des Bogens zusammengesetzten Stücken gebildet, deren Guß nur an einem Orte möglich war, der wie Coalbrookdale mitten unter großen Eisenhütten liegt, wo der Guß mit dem besten Material hergestellt werden konnte. Die Bogen ruhten auf 40 cm dicken gußeisernen, durch Mauerwerk unterstützten Platten, auf denen außerdem senkrechte, durch Querstangen verbundene Stützen standen. Die auf diesen Stützen und den Bogen ruhende Fahrbahn bestand aus gußeisernen Platten, auf denen eine Decklage aus Ton und Kohlenschlacke ausgebreitet war.

Die nächste Brücke¹) baute Telford im Jahre 1795 ebenfalls über die Severn zu Buildwas (Abb. 6), unweit Coalbrookdale, mit 39,65 m Spannweite und 8,23 m Bogenhöhe, die Stirnrippen der Bogen erhoben sich über die Brückenbahn, um dieser eine niedrigere Lage geben zu können. Sie wurde 1905, also erst nach 110 Jahren, durch eine schmiedeeiserne Fachwerkbrücke ersetzt.

Abb. 6. Severnbrücke bei Buildwas.

Die Schwierigkeit, große Brückenstücke fehlerfrei zu gießen, hatte den Engländer P a y n e schon früher auf den Gedanken gebracht, hohle Wölbstücke zusammenzusetzen und aus diesen ein Gewölbe zu bilden. Der bereits im Jahre 1790 von ihm angestellte Versuch mit einer aus solchen Wölbstücken zusammengesetzten Rippe gelang und veranlaßte Rowland Burdon in den

Hf

12

iä

lii

|v

jsI2

KW.

ff=F

-- W___    5

in®

■ .... . .

.........    ' ig|pl|

mm

gggjgli

mW r*#-.

sfe*-- ~

fch if

IfM

,-r •

PW

ÜÜ*.

...

E-l

pgH

^§5gsj

'Äv

wm

r-s-W?

■wsl

plII¹

üsä

PH?

Abb. 7. Wearbriicke bei Sunderland.

Jahren 1793—1796 zu Wearmouth bei Sunderland über den Wear eine gußeiserne Brücke (Abb. 7—10) mit einem Bogen von 71,91 m Spannweite bei 10,36 m Bogenhöhe nach dem System Paynes und Zeichnungen des Ingenieur Wilson ausführen zu lassen. Die Wölbstücke (Abb. 9) dieser kühnen Bogenbrücke wurden von dem Eisenwerke Walker in Rotherham geliefert und sind durch je drei doppelte schmiedeeiserne Stangen zu je einer Tragrippe vereinigt. Diese letzteren, sechs an der Zahl, sind wieder durch gußeiserne Röhren unter sich verbunden und nehmen im Scheitel direkt über den Bogenschenkeln mittels kreisförmiger gußeiserner Füllungen die aus Holz konstruierte, mit einer Zement-und Kieslage bedeckte Fahrbahn auf.

Mit Ausnahme der infolge ungenauer Ausführung eingetretenen Abweichung einiger Rippen von der Vertikalebene hielt sich die Brücke

■ UHttTTT

■35,95-

Abb. 8. Längsschnitt der Wearbriicke.

t'f¹'

ar

Abb. 9. Querschnitt der Wearbrücke.

Abb. 10. Wölbstück der Wearbrücke.

gut und ist heute noch im Betrieb. Man hat nur im Jahre 1859 eine neue Zwickelfüllung eingezogen.

Nach einem verbesserten System Wilson projektierte Telford im Jahre 1801 eine Brücke für London mit dem bedeutenden Bogen von 183 m Spannweite, dessen Scheitel sich 20 m über dem höchsten Wasserstand der Themse erheben sollte. Die Ausführung dieses Entwurfes, der das wachsende Vertrauen zu den gußeisernen Brücken beweist, unterblieb, weil von den niedrigen Ufern aus zu steile Auffahrten erforderlich wurden.

Im Jahre 1797 nahm Jean Nash zu London ein Patent auf eine neue Konstruktionsart gußeiserner Bogenbrücken, wonach jede Bogenrippe aus größeren Gußplatten besteht, deren Verbindung durch Flanschen und Bolzen bewirkt

Spannweite über den Withamfluß. Re nies letztes und schönstes Werk war die 1819 vollendete Southwarkbrücke über die Themse zu London (Abb. 11—13.) Diese für die meisten späteren gußeisernen Brücken Englands als Muster dienende Brücke besitzt drei Bogenöffnungen, die mittlere von 72,96 m Spannweite, bei 7,29 m Pfeilhöhe, jede der beiden Seitenöffnungen von 63,8 m Spannweite bei 6,38 m Pfeilhöhe. Jede Öffnung hat 8 Hauptträger im Abstande von 1,83 m. Sie liegen auf gußeisernen Platten b auf, die mit Keilen versehen waren,

[B

r-

■■319--------

------313^

Tt¹-

-N

■i

Abb. 13. Die Southwarkbrücke.

um die Montage bequem zu ermöglichen. Die Hauptträger haben den in Abb. 12b veranschaulichten Querschnitt. Sie bestehen aus 13 Wölbstücken a mit Flanschen d, welche durch Querversteifungen / verbunden sind. Auch hier ist bei c eine Keilbefestigung vorgesehen. Die Brücke hat außerdem einen gußeisernen Windverband. Sie hat 2 t/m² Gußeisen in ihrer Tragkonstruktion.

England, wo die Wiege des gußeisernen Bogenbrückenbaues³) stand, hat auch seine größte Blüte erlebt und am zähesten an dieser Bauweise festgehalten.

L_

fiflllßflQÖdflflflGGt

mmac

fps

T~

~-zs-rzj&

1.06

SJ.8

i__

Abb. 14. Rochesterbrücke.

Nach dem Vorbilde der Southwarkbrücke wurden eine ganze Reihe von Bauwerken ausgeführt, wie dieWestminsterbrücke über die Themse und die Rochesterbrücke über den Medway mit einer Mittelöffnung von 51,8 m (Abb. 14). Es sei hierzu auch auf die ausführlichen Darstellungen und Tabellen in C. G. Mehrtens Eisenbrückenbau, II. Teil, 1. Band, S. 326, verwiesen, dem die meisten dieser Abbildungen entnommen sind. Hier sei nur noch der Kanalbrücke über den Calderfluß bei Stanley gedacht, die 1839 gebaut wurde (Abb. 15).

Jahre 1850.

14

myim

g&i si^V>Ä?

Sr- .. -'.-r v - -■> -

*r

: 53«

-4a

Abb. 11. Southwarkbrücke in London.

werden sollte. Die beiden Brücken von beiläufig io m Spannweite, welche der Kaiser von Rußland um diese Zeit über einen der Kanäle in St. Petersburg schlagen ließ,⁴) waren bereits nach diesem System konstruiert. Die erste eiserne

CU

ay

<5=

uL

Oy

CLy

Abb. 12 a. Grundriß des Querverbandes der Southwarkbrücke.

■i

m.

Abb. 12 b. Knotenpunkt.

Brücke Londons war die i8n—1816 von den Ingenieuren R e n i e und Walker erbaute v    Vauxhallbrücke über die Themse. Sie be-

saß 9 kreisbogenförmige Öffnungen 23,8 m lichter Weite. 1906 wurde sie durch eine flußeiserne Bogenbrücke ersetzt. Von Renie stammt auch die 1813 in Boston (England) erbaute Bogenbrücke von 24 m

von

i6

Dieselbe hat eine Spannweite von 47,2 m und gestattet Seeschiffen die Durchfahrt, die Kanalrinne ist mittels 57 mm starken Rundeisen aufgehängt. Es sei ferner noch die bekannte Holbornbrücke in London wegen ihres gefälligen äußeren Aussehens erwähnt und schließlich als letzte ihrer Art die Battersea-brücke (1886) und die Albertbrücke in Belfast (Abb. 16).

n umwii 1111ir i n iib 111111111111 iiTOTUf

r

Abb. 15. Kanalbrücke über den Calderfluß bei Stanley.

r"

7~ 'Pi ii i^i' 4

Ä*Ji

Eli

Sr>^r

..

>**—

t,t

jaareE^fli?

...

£ Sg5gäi«F?

Abb. 16. Albertbrücke in Belfast.

Die letztere wurde 1890 dem Verkehr übergeben, ragt also bereits in unsere heutige Praxis hinein.

Die am weitesten gespannten Eisenbahn brücken in Gußeisen sind die Viktoria- und Albertbrücke über das Severntal mit 61 m Spannweite.

Nicht unerwähnt lassen möchte ich bei dieser Gelegenheit die wenig bekannte erste Blüte des Eisenbetons (bzw. Gußeisenbetons) in England in der

Mitte des vorigen Jahrhunderts.⁵) Es war hier Gußeisen als Formgeber außen angebracht. Vom Standpunkte unserer heutigen besseren Erkenntnis bedarf das Fehlerhafte dieser Anordnung keiner weiteren Erläuterung. Diese Bauten sind heute fast ausnahmslos verschwunden, trotz der bekannten größeren Widerstandsfähigkeit des Gußeisens gegen Rost. Es ist mir nur eine kleine zierliche Parkbrücke, die ich noch 1896 im Stadtpark in Brooklyn bei New-York gesehen habe, bekannt. Am bekanntesten sind Ausführungen von Brückenpfeilen aus Guß röhren mit Betonfüllung, z. B. am Iglava-Viadukt.⁶) Man sieht an diesem Beispiel, wie ein scheinbar geringfügiger Fehler, die durch eine falsche Reihenfolge der Verbundanordnungen bedingte Empfindlichkeit gegen die Außentemperatur, entscheidend für den Wert der Konstruktion sein kann und den Eisenbetonbau, dessen Grundidee schon 1835 von H. M. Brunei⁷) angegeben wurde, auf einen unbrauchbaren Abweg geführt hat.

Deutschland und Österreich-Ungarn.

Die erste gußeiserne Brücke in Deutschland war diejenige, welche Graf Burghaus auf den Eisenwerken in Malapane in Schlesien gießen und im Jahre 1794 zu Laasan in Niederschlesien über das Striegauer Wasser erbauen ließ. (Abb. 5).

Sie ist der Brücke in Abb. 1 nachgebildet, 6 m breit, hat 13 m Spannweite, bei nahezu 2,9 m Bogenhöhe und besteht aus 5 gußeisernen durch Querstangen unter sich vereinigten Tragrippen, mit je drei durch Radialsprossen verbundenen Bogen, die auf einer gleichfalls gußeisernen Grundplatte ruhen. Die Bogenschenkel sind mit gußeisernen Ringen ausgefüllt und diese nehmen die gußeisernen Platten auf, welche die Fahrbahn bilden. Die Brücke ist heute noch im Gebrauch, während die 1797 in Berlin erbaute ähnliche „eiserne Brücke“ 1825 durch einen Steinbogen ersetzt wurde.

Nach diesem System wurde auch in den Jahren 1822 bis 1823 die Friedrichsbrücke in Berlinf) mit 7 Öffnungen von 9,21 bis 6,33 m Spannweite erbaut. Jede der 8 Rippen einer Öffnung bestand aus zwei Teilen. Sie wurde 1892 durch einen Steinbau ersetzt. Von ganz ähnlicher Konstruktion ist die um dieselbe Zeit ausgeführte Weidendammer Brücke zu Berlin⁶) mit 5 Öffnungen, von denen die mittlere 8,32 m weit und mit Zugklappen versehen ist, während die übrigen eine lichte Weite von 9,2 m besitzen. Sie ist ebenfalls 1895 umgebaut worden.

Gleichzeitig mit der Berliner Friedrichsbrücke begann der Bau der 195 m langen Brücke über die Havel bei Potsdam ff) mit 8 auf Steinpfeilern

***

i8 ruhenden gußeisernen Bogen von 18,72 m Spannweite bei 1,56 m Pfeilhöhe und einer Durchlaßöffnung für Schiffe von 9,55 m Spannweite nach dem Entwurf von Günther und Becker. Jede der 7 Rippen, welche die 9,36 m breite Brückenbahn einer Öffnung tragen, ist aus drei gleich langen mit Flanschen versehenen

El

mmm

sssps

t:

Q>

LJ

El

j ''

[—80-4-

Abb. 17. Brücke über die Kinzig bei Offenburg.

Stücken zusammengesetzt, die durch Bolzen verbunden sind. Auf den Steinpfeilern, welche nur bis an die Bogenanfänge reichen, ruhen geneigte Auflagerplatten mit lotrechter Widerlagsplatte aus Gußeisen, gegen welche sich die Tragrippen stemmen. Sämtliche Rippen je einer Öffnung sind durch 4 Quer-

\C

Ji,

___;

•:

~cT

~3T

Abb. 18. Ockerbrücke in Braunschweig.

anker mit drei Versteifungskreuzen unverschieblich verbunden und nehmen gußeiserne Unterlagsplatten für die Fahrbahn und die Trottoirs auf.

Schöne Beispiele bestehender Gußeisenbrücken finden sich auch in Straßburg und in Elsaß-Lothringen.

Krieges .1870 zerstört, damalige verschiedene Auffassung, daß die in Frank

Viele dieser schönen Brücken wurden während des Es ist von Interesse für die

HPTTTTT

Abb. 19. Eisenbahnbrücken der Linie Frosch weder—Metz.

-367S0-

171.2b

11J111 f r f 1 i) i 1111

-35.065

&

c-v

b-

tO «TV w ir r\ -1-1-

reich gelegenen Brücken durch den Ingenieur G. Martin wieder in Gußeisen aufgebaut wurden. Es finden sich hierüber ausführliche Angaben in der „Societe des Ingenieurs civils-Compte rendu de la seance du 19. März 1875“ von Ingenieur Badois. Von den auf der deutschen Seite gestandenen Brücken ist nur wenig übrig geblieben. Aus den mir diesbezüglich von der Firma Zublin & Co. in Straßburg freundlichst gemachten Mitteilungen sei insbesondere auf die in der beistehenden Abb. 19 dargestellten Eisenbahnbrücken über die Mosel bei Metz verwiesen.

Dieselben liegen auf der im Jahre 1849 erbauten Linie von Froschweiler nach Metz, und ist die in der Abb. 19 dargestellte nur ein Beispiel davon.

Die Brücke bei Ars (Abb. 20 a u. b) hat vier Spannweiten ä 30 m und mit den Widerlagern 156,2 m Länge. Ihre Kosten werden von Morandiere in seinem Buche „Construction des Ponts“, Paris 1876, mit 627000 Frcs. angegeben. Sie ist zweigeleisig und ist es als ein hohes Zeichen des Vertrauens für ihre Güte aufzufassen, wenn die Firma Züblin & Co. beauftragt wurde, diese Brücke erst kürzlich mit einer neuen Eisenbeton-schwellen-Abdeckung zu versehen, wie Abb. 20b zeigt. Wir verzeichnen also die Tatsache, daß auch heute noch trotz der bestehenden Vorurteile wichtige Linien der deutschen Reichseisenbahnverwaltung, und zwar nicht zu •ihrem Nachteile, über gußeiserne Brücken gehen und wird die Arsbrücke gegenwärtig von den schwersten Lokomotiven befahren.

Auf Grund einer Anfrage der Firma Zublin & Co. bei der Landesverwaltung von Elsaß-Lothringen wird mir weiters die Brücke über die Doller bei Exbrücke im Zuge der Staatsstraße Nr. 8 angegeben. Sie ist nach Mitteilungen des Kreisbaurat Freiherr von Sensburg eine Bogenbrücke von 24 m Spannweite, 2⁻4 m Pfeilhöhe und 8'2 m Breite. Sie besteht aus 4 Bogenrippen, die 1846 ■erbaut und 1896 verstärkt wurden. Die weiteren Beantwortungen der Anfragen an die Kreisbauämter von Elsaß-Lothringen konnte ich leider nicht mehr abwarten. Herr Stadtbaurat S t r o h 1 von Straßburg teilt mir mit, daß dort zwei gußeiserne Bogenbrücken, und zwar die

;Ä":

Abb. 20 a. Ansicht der Mosel-Brücke bei Ars.

Thomas und der Nikolausbrücke über der 111 führen. Sie dürften jedem Besucher von Straßburg in Erinnerung sein und sind auf jeder diesbezüglichen Ansichtskarte ersichtlich. Leider konnte ich die diesbezüglichen Pläne nicht mehr aufnehmen. Sie stammen beide aus den vierziger Jahren und wurden von dem Eisenwek Dietrich in Niederbronn in Unter-Esaß gegossen.

Abb. 20 e.

Deckplatte aus fertigen Eisenbetonträgern.

Drückenmitte

20

-ü,

IS83

■»k

l.SdO

30

Abb. 20 b.

Querschnitt der mit Eisenbetondeckplatte rekonstruierten Brücke bei Ars.

Das System der oben erwähnten, im Jahre 1825 vollendeten Potsdamer Havelbrücke fand später in vervollkommnter Gestalt Anwendung bei Eisenbahnbrücken, unter welchen die in den Jahren 1843 bis 1845 erbaute zweigleisige gußeiserne Brücke der badischen Eisenbahn*) über die Kinzing bei Offenburg mit 5 Bogen von je 12,66 m Spannweite und 12 m Pfeilhöhe (Abb. 17) erwähnt werden soll, die im Jahre 1851 einstürzte, jedoch lediglich infolge der Unterwaschung ihrer Fundamente. Heute sind meines Wissens alle alten gußeisernen Brücken aus dieser Zeit bei den deutschen Eisenbahnen sorgfältig entfernt und ausgerottet.

Abb.64 auf Seite 64 zeigt eine typische Bogenbrücke, wie sie bei den deutschen Eisenbahnen in der Zeit bis 1870 zu Wegüberführungen Verwendung fand. Das

•ft

’ 4m ■«-

if⁵

ff

fr

it

: ~:.r •

Abb. 21 a. Hradeckybrücke in Laibach.

Bild selbst zeigt eine Straßenbrücke auf der Strecke Brünn—Prerau, auf deren Schwesterbauten wir in der Folge noch zurückkommen werden.

Im Jahre 1792 kam G. von Reichenbach auf den Gedanken, aneinander geschraubte Röhren zum Bau eiserner Brücken anzuwenden. Seine im Jahre 1811 veröffentlichte Theorie gußeiserner Röhrenbrücken legte sein System dar, wonach Bogenrippen aus Röhren von kreisförmigem Querschnitt zusammengesetzt und diese durch Flanschen und Bolzen miteinander verbunden werden sollten. Die Verbindung der Fahrbahn mit den Röhren sollte in radialer

*) Becker, Die gußeisernen Brücken der badischen Eisenbahn, Karlsruhe 1847. Bauernfeind Vorlageblätter, München 1894.

V...

i.

............2.71

?s

-• 1.13

1.

\\

rj]

•\\..........I.ff3

53

■hA

Abb. 21 c. Hradeckybrücke in Laibach. —.......3.15 -

sn

J*..... OO'I

50 »j

2,14&

3.00 y

* 1.30,

i.es

Abb. 21 b. 11radecbybrücke in Laibach.

!|

4M

1.00

50

TX

&/w-

Ä......

p-o

9M 9P------

1\

-+

-V \ 1,33 i

ff

*\\ 9i

nr

>4

.....-.....T

4/7

;*r

■'v

~53 -i

Richtung entweder wieder durch Röhren mittelst Flanschen oder durch gußeiserne gabelförmige Stücke hergestellt werden.

Eine der ersten nach diesem System ausgeführten Brücken war die im Jahre 1824 zu Zorge gegossene in Braunschweig unweit der Ägidienkirche aufgestellte Straßenbrücke über einen Arm der Ocker (Abb. 18), welche zugleich als Muster für die in den Jahren 1828 und 1829 vom Hütteninspektor Naht entworfene und von Voigt ausgeführte Brücke über den Hammerstrom zu Peitz mit 10,67 Spannweite und etwas über 0,98 Pfeilhöhe diente. Wie die Abb. 19 zeigen, bestehen derartige Brücken aus 4 kreissegmentförmigen 1,41 von Mitte zu Mitte entfernten Bogen, von denen jeder aus 7 Röhren 1,6 m Länge zusammengesetzt ist und welche sich gegen eiserne durch

mann

von

Anker mit den Widerlagsmauern verbundene Widerlagsplatten stemmen, mit welchen die untersten Röhrenstücke verschraubt sind. Der äußere Durchmesser der Röhren beträgt 21 cm, deren Wandstärke 2,5 cm, der Durchmesser der ebenso starken Flanschen = 36,5 cm. Die gußeisernen 42,5 cm breiten, 2,5 cm starken mit Verstärkungsrippen versehenen Belagplatten d werden von den schmiedeeisernen Balken getragen, die in der Mitte unmittelbar, nach den Enden hin aber mittels der gabelförmigen gußeisernen Stützen c auf den Bogen ruhen.

Abb. 21 a zeigt die 1866 erbaute Hradeckybrücke in Laibach.

Die Abb. 21 b u. c zeigen die Einzelheiten der Konstruktion. Der Magistrat der königl. Landeshauptstadt Laibach hatte die Güte, auf meine Anfrage zu bestätigen, daß dieselbe sich in einem sehr guten Bauzustand befindet. Dieselbe ist nach den Plänen des Herrn Oberingenieur Johann H e r r m a n von der Fürst Auersper g’schen Gießerei zu Hof durch Herrn G. T o n n i e s in Laibach im Jahre 1866 mit einem Kostenaufwand von 29500 fl. (= 50000 Mark) gebaut worden, d. i. 268 Mark pro Quadratmeter Grundfläche für die vollständig fertige Brücke. Sie ist jetzt bereits bald ein halbes Jahrhundert alt und wird nach der im Gange befindlichen Tieferlegung des Wasserlaufes ujnd dem entsprechenden Umbau der Widerlager als das wichtigste Denkmal heimischer Technik aus dieser ersten Periode des Brückenbaues gewürdigt werden müssen.

Die Reichenbachschen Röhrenbogen wurden von Hoffmann und Madersbach auch oberhalb der Fahrbahn benutzt, wie bei der im Jahre 1837 erbauten Zylinderbogenhängebrücke über die Cserna bei den Herkulesbädern nächst Mehadia in Ungarn⁸) u. a. m.

Nach 1870 erhielt das Brückenbauwesen im Schmiedeisen besonders in Deutschland eine weitgehende theoretische Vertiefung und Ausbildung. Der Einsturz der eingangs erwähnten Schiff körn brücke, die ökonomische Überlegenheit der Flußeisenbrücken kamen hinzu und ließen bald die Verwendung des Gußeisens als veraltet erscheinen. Bei den späteren Brücken Verordnungen z. B. in Österreich vom Eisenbahnministerium 1904 wurde es dann für alle ,,tragenden Bestandteile“ verboten.

Mit diesem Verbot entstand eine Art Furcht vor dem Gußeisen als etwas besonders Gefährlichem, und heute beherrscht dieses Vorurteil einen großen Teil der Fachwelt sehr -mit Unrecht, wie die vorstehenden Darlegungen wohl hinreichend bewiesen haben.

Frankreich.

Die erste gußeiserne Brücke, welche in Frankreich zur Ausführung kam, ist die von C e s s a r t entworfene und von D i 11 o n mit einigen Abänderungen bis zum Jahre 1803 vollständig ausgeführte, nur für Fußgänger bestimmte Louvrebrücke über die Seine in Paris, gegenwärtig wegen der im Louvre aufbewahrten

Kunstschätze „Pont des arts“ genannt, mit neun Öffnungen von 17,34 m Spannweite. Sie ist wohl jedem Besucher von Paris hinlänglich bekannt, übrigens unschön und umbaureif.

Während die Rippen der Louvre brücke noch aus längeren gußeisernen

V- .

EI

,4^.

jkj«,

C

- -US

wm

•jyr-

?m

,-3.«l-

i

W f"-*

Abb. 22.

Carrouselbrücke in Paris.

Segmenten bestehen, erbaute in den Jahren 1802 bis 1806 Lamande nach dem Muster der Wearbrücke (Abb. 7) die gußeiserne Brücke von Austerlitz mit 5 Öffnungen zu je 5 Bogenrippen von je 32,36 m Spannweite und 3,236 m Pfeil-

iMiaiiSigaji-

ES

§ü

Abb. 23 a. Carrouselbrücke in Paris.

höhe, nach dem Prinzip aus kleineren Stücken bestehender Bogen. Die Wölbstücke der Rippen bestanden aus je 3 konzentrischen, durch 5 Radialsprossen verbundenen Kreissegmenten von 42,06 m innerem Radius. Ihre Verbindung zu einer Bogenrippe ist durch Bolzen und Bänder bewirkt, während

die Rippen wiederum an den Stoßfugen der Wölbstücke durch gußeiserne Querstücke unter sich verankert sind. Die unterstützten Wölbstücke der Rippen lehnen sich an dreieckige, vertikal stehende, in die Pfeiler eingelassene Anfängerplatten.

Mittlerweile wurden die Reichenbachschen Röhrenbrücken auch in Frankreich bekannt. Der französische Ingenieur Polonceau, welcher die Mängel derselben erkannt hatte, hat bei Erbauung der Carrouselbrücke in Paris*) (Abb.

22—23) während der Jahre 1831 bis 1839 ein verbessertes System dieser Röhrenbrücken in Ausführung gebracht, nach welchen die Röhren einen

elliptischen Querschnitt mit stehender großer Achse erhielten, und aus zwei nach dieser Achse geteilten, seitlich zusammengeschraubten Hälften mit versetzbaren Stoßfugen bestanden.

Dieses System wurde später mit unwesentlichen Abänderungen der Konstruktion, vielen Straßen und Eisenbahnbrücken Frankreichs, z. B. der Brücke über den Kanal St. Denis in der Nordbahnlinie zugrunde gelegt.

Die Carrouselbrücke besitzt drei gleiche Bogen von 47,7 m Spannweite und 4,7 m Pfeilhöhe. Jeder dieser Bogen besteht aus 5 in der oben angegebenen Weise zusammengesetzten hohlen gußeisernen Tragrippen, deren Kern mit einem Bogen aus horizontal übereinander gelegten, unter sich verschraubten Bohlen ausgefüllt ist und stemmt sich gegen besondere, in die Pfeilerquader eingelassene, gußeiserne Widerlagsplatten. Die Querverbindung der Röhrenbogen besteht aus schrägen im Querschnitt kreuzförmigen Versteifungen sowie aus normal zur Brückenachse liegenden Stemmröhren und Zugstangen. Die Bogenschenkel sind durch gußeiserne Ringe ausgefüllt, welche sich unten auf die Röhrenbogen stützen und oben die Längsbohlenpaare auf nehmen, die ihrerseits die Querschwellen der Brückenbahn unterstützen. Die Brückenbahn ist durch diagonale

ITA

rn

1 1    1

Vv, V

mm

"3

Abb. 23 b.

Querschnitt durch die Carrouselbrücke.

*) Bauernfeind Vorlegeblätter, München 1854.

,N

g» r,*_r

I y\

..w

”    -L-.

m\

Sät'

rt"

m»,

» Mi* V

! 1£Z

gv.

Irr*'

Abb. 24. Solferinobrücke in Paris.

• -; :

jert

ÜÜ r.

fr *'* -

, gs

IM

II

Bi

n

oh j Sil '

’H-

--

t-j &.

JV«« .

%4

V*s

&Xm k

ivssir

Kl

t\

ft

Zugstangen seitlich versteift und besteht aus einem doppelten Bohlenbelag mit darüber ausgebreiteten Schichten aus weichen Kalksteinen und grobem Kies als Fahrbahn. Bei Aufstellung der Brücke wurden zuerst die Holzbogen auf besonderen Lehrgerüsten aus Bohlen mit abwechselnden Stoßfugen und dazwischen aufgetragenen Teerschichten gekrümmt, hierauf durch Bolzen in Entfernungen von je 2 m zusammengepreßt und zuletzt nach ovalem Querschnitt bearbeitet. Diese Holzbogen dienten als Lehren für die Röhrenbogen, indem man nach Entfernung des Lehrgerüstes immer je zwei gegenüberliegende halbe Segmentstücke anlegte und die Löcher der Verbindungsbolzen an Ort und Stelle bohrte. Es war also eine Verbundkonstruktion zwischen Gußeisen und Holz.

Die Verbesserungen, welche Polonceau beim Bau der Brücken zu St. Cloud, Corbeil u. a. anbrachte, bestanden hauptsächlich in der Beseitigung des die Tragfähigkeit des Röhrenbogens nicht wesentlich erhöhenden inneren Holzbogens, in einer Vermehrung der Seitensteifigkeit der Röhrenbogen durch Annäherung ihrer ovalen Querschnittsform an die Form des Rechtecks, in der Befestigung der Querverbindungen in der halben Höhe der Röhren statt an den fortlaufenden Stoßflanschen mittels besonders angeschraubter Backenstücke. Bei Eisenbahnbrücken will Polonceau den Röhrensegmenten Stoßflanschen, wie bei den Reichen-bachschen gegeben wissen, deren

Bolzen aber erst angezogen werden sollen, wenn der Röhrenbogen durch Anziehen der Bolzen an den fortlaufenden Stoßflanschen bereits unverschieblich in sich verspannt ist.

Unter die späteren gußeisernen Bogenbrücken Frankreichs gehört die in den Jahren 1851—1852 erbaute zweigeleisige Eisenbahnbrücke bei Tarascon*) über die Rhone mit 7 Öffnungen von 60 m Spannweite und einem Pf eil Verhältnis von ein Zwölftel. Jeder der acht Bogen einer Öffnung ist aus 17 unter sich

gu35Sm

5,82.

3Zm

i.

Abb. 25.

St. Louisbrücke in Paris.

verschraubten gußeisernen Segmentplatten von 1,6 m Höhe und 0,06 m Dicke welche durch dreifache Rippen verstärkt sind, zusammengesetzt. An der oberen und unteren Rippe ist an jedem Stoße die aus einem gußeisernen Kasten bestehende Querverbindung der Bogen angebracht. Der Fuß der Tragrippen stemmt sich gegen starke in das Widerlager eingelassene Lagerplatten, zwischen

ft

iv

mx

■i

W:

Abb. 26. St. Louisbrücke in Paris.

welche zur Herstellung einer gleichmäßigen Spannung 5 Reihen Keile eingetrieben sind. Die Bogenschenkel sind mit 2,5 cm starken durchbrochenen, aber mit Rippen verstärkten Platten ausgefüllt, welche unter sich durch Querbalken b und Versteifungskreuze c verbunden sind. Über den letzteren liegen gußeiserne bogenförmige Deckenplatten, die den Oberbau der Eisenbahn aufnehmen.

*) Perdonnet et Polonceau N. Portefeuille, Paris 1868.

Im Jahre 1858—1859'wurde von den Ingenieuren Savarin und de Laga-lisserie die Solferinobrücke (Abb. 24) sowie im Jahre 1860—1862 die zur Verbindung der Inseln St. Louis und Notre-Dame dienende St. Louisbrücke (Abb. 25—27) mit 64 m Spannweite und 5,82 m Pfeilhöhe in Paris erbaut.⁹) Bei beiden Brücken liegt die Brückenbahn auf Ziegelgewölben, welche auf den gußeisernen Bogen und deren Bogenschenkelausfüllungen ruhen.

-5.0

3. 00

Tfl

\k

ül.

ff

to

i“

TlfflUKrr—3—

cr

£.

'S

&

CT>

Ph

Bei der St. Louisbrücke liegen die Achsen dieser Gewölbchen senkrecht zur Brückenachse und stützen sich gegen gußeiserne Querbalken, die 2 m voneinander entfernt sind. Die 9 Bogenrippen derselben bestehen aus je 11 Wölbstücken, die an ihren sorgfältig geebneten Stoßfugen durch Bolzen verbunden sind. Die je 4 den Widerlagern zunächst liegenden Wölbstücke sind durch ein System horizontaler Verbindungsstücke aneinander befestigt, die abwechselnd unten und oben angebracht sind und einer Seitenbewegung den kräftigsten Widerstand leisten. Die 3 Wölbstücke am Scheitel sind nicht nur durch die oben erwähnten Querbalken verbunden, sondern auch noch durch Streben, die zwischen dem Rost dieser Gewölbe von einem Außenbogen bis zum anderen reichen.

¹

Die Praxis benützt falscher Weise die gleiche Ziffer wie die Zugfestigkeit auch als Druckgrenze, angeblich zur besseren Kennzeichnung der Qualität, ohne auf diese Verschleierung der tatsächlichen Verhältnisse zu achten, welche die Sicherheit im Druckgurt wesentlich herabsetzt.

²

Gauthey Traite de la construction des ponts, Paris 1813.

³

Humber, A. complete treatise on cast and wronght iron bridges, London 1864.

⁴

Die Nikolausbrücke über die Newa ist späteren Datums. Sie stammt aus dem

⁵

Bezüglich der Anfänge des Eisenbetonbaues in England siehe Beton und Eisen 1913, Heft VIII.

⁶

Zeitschrift des österr. Ing.- und Arch.-Vereines 1894.

) Siehe Beton und Eisen 1913 Seite 169. f) Müller, Brückenbaukunde, IV., Leipzig 1860. ff) Allgemeine Bauzeitung, Wien 1837.

⁷

Emperger, Neuere Bogenbrücken.    ²

⁸

Allgemeine Bauzeitung, Wien 1838 u. 1849.

⁹

Annales des ponts et chausees, 1863.

Die Druckfestigkeit von Verbundkörpern in Theorie und Versuch*

Für die Tragfähigkeit eines Verbundkörpers kommen nur jene Teilquerschnitte in Frage, welche bis zum Bruch auf Druck mitwirken und nicht vorher ausbrechen. Es muß also der Verbund — der bei Druckgliedern in der Querverbindung besteht — so beschaffen sein, daß er dieses statische Zusammenwirken bis zum Bruch sichert. Dieser Verbundanordnung entspricht am sichersten und besten eine Umschnürung. Die Frage der Knickfestigkeit bedarf einer besonderen Untersuchung und soll daher zunächst unberücksichtigt bleiben. Solange dieses Zusammenwirken des Gesamtquerschnittes vorhanden ist, wird die einer bestimmten Belastung P entsprechende Stauchung eine bei allen Teilquerschnitten naturgemäß gleiche Verkürzung der Säulenlänge l um A l hervorrufen. Diesen gleichen Verkürzungen entspricht aber bei den hier in Frage kommenden Materialien, Beton, Flußeisen und Gußeisen, eine ganz verschiedene Größe der Spannung Ob — oe — unabhängig von ihrem jeweiligen Stauchungsmaß resp. von den damit zusammenhängenden Größen Eb — Ee — Eg% Die Größe E ist bei Rechnungen auf Bruch nicht als konstant anzusehen. Ihr Verlauf ist in Abb. 28 durch Stauchungskurven dargestellt, abhängig von o und den Stauchungen A l. Diese Kurven gestatten, für jede Stauchung die einzelnen Spannungen und so auch die Spannungsverteilung nach dem von mir aufgestellten Gesetz (Gl. 1 siehe unten) bis zum Bruch zu ermitteln.

Es sei nun zunächst versucht, an der Hand von Stauchungskurven der drei in Betracht kommenden Materialien, Beton, Flußeisen und Gußeisen, ihr Zusammenwirken klarzulegen.

Abb. 28 gibt uns den Verlauf der Zusammendrückungen der in der Folge gemeinschaftlich untersuchten drei Materialien auf Grund besonderer zu diesem Zweck an der Technischen Hochschule Wien gemachten Versuche. Man ist damit jeweilig in der Lage, zu bestimmen, wieviel Druckkraft aufgewendet werden muß, um die Faser eines der drei Materialien um ein bestimmtes Stauchungsmaß Al pro laufenden Meter zusammenzudrücken.

Für die Stauchung des Betons finden sich in Abb. 28 mehrere Stauchungskurven dargestellt. Außer dem in vorliegenden Versuchen benutzten Beton, der in zwei Altersstufen von 1 Monat und 2 Monaten untersucht wurde, sind noch zwei Linien eingezeichnet worden, welche die Grenzlagen für die schlechteste und beste Betonqualität nach 6 Wochen darstellen sollen, also für eine Druck-

festigkeit von etwa 120 und 360 ßg/cm². diese Abweichungen eigentlich sind, wenn man für alle Materialien denselben

Sie zeigen deutlich, wie gering

Maßstab benutzt. Zur Kennzeichnung von Beton bedarf es immer mehrerer Kurven, weil jeder Beton früher oder später diese Festigkeiten durchläuft.

Es ist in mehrfacher Hinsicht eine rohe Näherung mit den bei Eisenbeton üblichen Zahlen n — 15 und Eb = 140000 zu rechnen, sowohl in Bezug auf den Verlauf der Spannungsgrößen wie auf Alter und Qualität, sowie schließlich wegen der örtlich verschiedenen Stauchungen.

So

Beton

T”

120 ko !cmr ZSOkcr/cmz

\Stauchung

Stauchung in mm

>_ ⁰⁻¹_

l Monat |    -

ischnürung auf die j

erforderliche--J

on Stauchung

filtert

II

Die b

\ .2

iS

’fbstigkcitaxunthi >e

fpoooo»⁰

71

■p±ä

-j^Iwoooo

1000kg

"2000

J 000

WO

sooo

6000

7000kg/. i

Abb. 28.

Stauchungskurven von Beton, Flußeisen und Gußeisen.

Es wurde in Abb. 28 ferner eine Betonkurve in einem zehnfachen Maßstabe dargestellt, um einen besseren Einblick in die Einzelheiten ihres Verlaufes zu gewähren. Es ist dort beispielsweise ersichtlich gemacht, daß der Beton, als gewöhnlicher Eisenbeton bewehrt, nur eine Stauchung bis zu einem Druck von 120 kglcnfi verträgt, daß derselbe jedoch bei Anordnung einer dichten Umschnürung seine Stauchungskurve bis 168 kg/cm² fortsetzt. Es ist ein weit verbreiteter Irrtum daß man glaubt, die Umschnürung ändere diesen Verlauf der

Stauchung des Betons in grundlegender Weise. Die Umschnürung ändert an den unteren Größen (Abb. 78) gar nichts. Der Verlauf der Stauchungskurve zeigt uns, daß als Folge und abhängig von dem Querschnitt der üblichen Umschnürung eine verhältnismäßig geringe Erhöhung derDruckfestigkeit mit einer sehr starken Zunahme an S t a u c h un g s f äh i g ke i t e i n t r i 11. Diese Stauchungsfähigkeit des umschnürten Betons findet sich bei den folgenden Versuchen mit umschnürtem Gußeisen ebenfalls vor, ohne daß man in die Lage kommt, dieselbe ganz zu verwerten. Zur Verdeutlichung dieses Umstandes ist in der Abb. 28 jene Betonstauchung angegeben, die das Gußeisen von dem Beton bis zur Erschöpfung seiner Druckfestigkeit verlangt. Die verhältnismäßig erzielbare Größe der Stauchung war bei Beton bisher nicht bekannt und ist bei umschnürten Beton oft ganz falsch dargestellt worden. Die Ausnützung dieser Eigenschaft setzt ihre richtige Erkenntnis voraus.

Man übersah bei derartigen durch keinen Hinweis auf Tatsachen gestützten Annahmen über den Verlauf der Stauchungen die großen Ungleichmäßigkeiten bei den Stauchungserscheinungen des umschnürten Betons. Ein geringer Spannungsunterschied in ein und demselben Querschnitt ergibt, wie aus Abb. 28 hervorgeht, bereits große Stauchungsunterschiede. Diese Unterschiede liegen im Betoncharakter und machen sich durch den baldigen Abfall der äußeren Schale und in der S-förmigen Verkrümmung der Versuchskörpers bemerkbar. Diese Ungleichmäßigkeiten in den Stauchungen und Querdehnungen machen es in der Praxis dem umschnürten Beton nicht möglich, zu jenen großen Erhöhungen der Druckfestigkeit zu gelangen, welche man von ihm erwartet hat. Das hat sich aus allen amtlichen Versuchen klar ergeben. Die seltenen besseren Versuche lassen sich durch eine für praktische Verhältnisse unbrauchbaren Grad an Sorgfalt erklären. Überall dort, wo nicht ein starker Eisenkern die Verteilung der Stauchungen besorgt, oder wo nicht eine große Sorgfalt angewendet wurde, sind diese für den Bestand des umschnürten Körpers schädlichen Ungleichmäßigkeiten unvermeidlich. Deshalb sind umschnürte Säulen ohne Längseisen praktisch überhaupt nicht brauchbar, und umschnürte Piloten, welche keine sehr starken Längseisen besitzen, wegen ihrer Neigung zum plötzlichen Ausknicken, wie die Erfahrungen beweisen, für die Umgebung gefährlich. Die Verhältnisse ändern sich vollständig bei Verwendung eines starken Gußeisenkernes, welcher dieser starken örtlichen Stauchungen nicht bedarf und sie örtlich auch nicht zuläßt. In welchem Maße diese Erscheinungen sich ändern, geht am besten aus dem Verhalten der äußeren nichtarmierten Betonschale hervor. Während das baldige Abwerfen derselben bei umschnürtem Beton bei verhältnismäßig geringen Lasten als Folge dieser Ungleichmäßigkeit und der damit zusammenhängenden örtlichen Überbeanspruchungen durch große Stauchungen Regel ist, so kann dieselbe Schale aus reinem Beton bei umschnürtem Gußeisen sehr große Stauchungen ertragen.

Ich verweise diesbezüglich auf die Tabelle Seite 51, sowie auf den Versuch Seite 60, wo unter einer Last von 600 t die ersten Anzeichen einer Betonzerstörung festgestellt werden konnten und die Hülle erst viel später abzufallen beginnt. Bei Beurteilung dieser Frage darf man ferner auch nicht vergessen, daß die hohe Inanspruchnahme der Gußeisen nur

rechnungsmäßige, aus der Bruchlast abgeleitete Ziffern sind.

Abb. 28 zeigt die typische Stauchungskurve des Flußeisens. Sie zeigt ferner diejenige des bei den vorliegenden Versuchen benutzten Gußeisens. Zu meiner Unterweisung war außerdem noch eine Stauchungskurve des gewöhnlichen, auf dem Markt beschafften Maschinengusses bestimmt, der eine etwas geringere Druckfestigkeit hatte. Sie entspricht der in meinen ersten Versuchen benutzten Gußeisen qualität.*) Es besteht zwischen dem Verlauf beider Kurven kein wesentlicher Unterschied. Es darf nur nicht übersehen werden, daß dieser Unterschied um so mehr zunimmt, je weicheres und weniger druckfestes Gußmaterial verwendet wird. Die Untersuchungen der meisten Forscher über Gußeisen**) beziehen sich auf diesen weicheren im Maschinenbau häufig verwendeten Guß, der hier nicht in Frage kommt, und dies um so weniger, als kein wesentlicher Preisunterschied zwischen diesen Gußqualitäten besteht. Wir werden uns in der Folge selbstredend nur auf die hier benutzten für Bau- und Röhrenguß üblichen Materialqualitäten beziehen.

Behufs übersichtlicher Darlegung dieser Verhältnisse sind diese noch einmal in der Abb. I 29 mehr schematisch dargestellt, aus der auch die Größen n (Verhältnis der Winkel) und k (Verhältnis der Ordinaten) zu entnehmen sind. Zur Kennzeichnung der verschiedenen Stadien wurden aus Abb. 28 vier Stadien, a, b, c und d, herausgegriffen und in Abb. 29 besonders hervorgehoben.

Die Stauchung a zeigt uns eine Lastverteilung vor Erreichung der Elastizitätsgrenze des Eisens. Bis dahin ist die Zunahme der Spannung aller drei Materialien in einem mehr oder weniger gleichmäßigen Verhältnis von n abhängig

Kgicm*

7000

5000

<0

Flußeisen

Beton

::

Ft

?~d

10mm

-b*

•it-

Al

-H

Abb. 29.

*) Eine neue Anwendung des Gußeisens etc. Berlin 1911. **) Siehe Bach in seinem Buche „Elastizität und Festigkeit".

im Aufsteigen begriffen. Nach der Stauchung b tritt nach Überschreiten der Fließgrenze des Flußeisens eine Änderung ein. Es ist dies bekanntlich der Punkt, von wo an dieses Material fast nur bleibende Stauchungen aufnimmt, ohne durch weitere elastische Verkürzungen seine Druckwirkung wesentlich zu erhöhen. Auch der Beton zeigt eine wesentliche Verminderung seiner Spannungszunahme. Bei der Stauchungsgröße c sind Flußeisen und Beton in bezug auf die Spannungsaufnahme in einem fast gleichbleibenden Zustande, doch könnte der durch Umschnürung gesicherte Beton seine Stauchungen weit über jenes Maß fortsetzen, welches das Gußeisen überhaupt erreichen kann. Unter zulässigen Lasten erfährt der Beton höhere, das Gußeisen niedrigere Inanspruchnahmen und Stauchungen, als die rechnungsmäßigen Spannungen ergeben. Dieses Verhältnis ändert sich bei steigenden Inanspruchnahmen entsprechend der Abb. 28. Das Gußeisen ist also eine Art eiserner Reserve — der Triarier — für die verlangte Sicherheit. Der Hauptanteil der Vermehrung der Belastung fällt von da an dem Gußeisen zu, welches bis zu seiner Bruch- bzw. Knickfestigkeitsgrenze ausgenutzt werden kann. Die Zuverlässigkeit dieser Ausnutzung hängt von der Zuverlässigkeit der Betonumhüllung ab, die vor Erreichung der Bruchspannung im Gußeisen nicht abspringen darf.

Das den Beton umhüllende Eisennetz hat die Aufgabe, die das Gußeisen sichernde Betonhülle bis zum Bruch unversehrt zu erhalten. Es kommt hierbei die Ausnutzung der vollen Stauchungsfähigkeit und somit auch der vollen Querdehnung und der erhöhten Druckfestigkeit des Betons gewöhnlich nicht in Frage.

Die den Verlauf störenden ungleichmäßigen örtlichen Stauchungen fallen fort. Dieses Eisennetz bedarf demnach, wie später bewiesen werden soll, keinesfalls in dem Maße wie bei dem gewöhnlichen umschnürten Beton eines massiven Eisenquerschnitts, dessen Zugfestigkeit zur Aufnahme der großen unregelmäßigen Querdehnungen des Betons im Schlußstadium voll ausgenutzt werden soll, sondern es dient bei einer entsprechenden Dichte der Maschenweite in erster Linie dazu, den Betonmantel bis zum Bruch des Gußeisens als Schutz und Verteilungsmittel unzerstört zu erhalten. Die Querdehnung und Stauchung des Betons geschieht wegen des starken Eisenkerns sehr langsam und so gleichmäßig, wie dies bei umschnürtem Beton allein nicht möglich ist. Der Beton ist hierbei nur ein Zwischenmittel, welches die vorteilhaften Eigenschaften der Umschnürung insofern auf das Gußeisen überträgt, als dasselbe durch diese Anordnung seine Sprödigkeit und andere damit zusammenhängende Fehler verliert. Die Umschnürung hat beim vollen Betonquerschnitt ohne Gußeisen eine Erhöhung seiner Druckfestigkeit zur Folge, wie sie in Abb. 28 durch die Stauchungskurve erklärt wurde (siehe auch die späteren Abbildungen). Der Beton erhält durch das umhüllende Eisennetz die Fähigkeit, die auftretenden Scherkräfte ohne Zerstörungserscheinungen aufzunehmen. Die Erhöhung der Druckfestigkeit, welche dadurch erzielt wird, wird gemeinhin stark übertrieben. Diese Übertreibungen in der Wirkung der Umschnürung auf die Druckfestigkeit haben wohl darin ihren Grund, weil man mit dem wichtigsten

Emperger, Neuere Bogenbrücken.

durch das äußere Eisennetz erzielten Effekt, der Fortsetzung der Stauchungskurve (Abb. 28), nichts Rechtes anzufangen wußte soweit man überhaupt diese Erscheinung bisher erkannt und gewürdigt hatte. Man hat sich so an diesen kleinen Zuwachs von Druckfestigkeit geklammert. Die Vorteile der Stauchungsfähigkeit des durch ein Eisennetz gegen Abscheren gesicherten Betons kommen erst durch die von mir vorgeschlagene Einführung des Gußeisens als Druckbewehrung zur Geltung. Frühere Forscher haben mit Ausnahme von Direktor J. H. Spitzer sich mit der Stauchung gar nicht beschäftigt und diese davon abhängigen Großen so wenig gebaut, daß sie mit einem Elagitats-coeffizienten das Material genügend gekennzeichnet glaubten. Enthält ein so gebautes Druckglied aus umschnürtem Beton einen Körper aus einem Material mit einer noch höher liegenden Druckfestigkeit und einer dementsprechenden Stauchungskurve, wie z. B. Gußeisen (Abb. 28 und 29), so sehen wir, daß sich die Druckfestigkeit desselben selbst über die Stauchungsgröße d hinaus ausnutzen läßt (sofern die Knickung dem nicht ein vorzeitiges Ende macht) und daß durch die Addition der Druckfestigkeiten der drei verbundenen Körper die Tragfähigkeit der Säule

F= Ffföf, + Fe (Je -f- Fgög .... 1)

wird. In dieser Gleichung bedeutet oe die Fließgrenze des Flußeisens, og die Druckfestigkeit des Gußeisens unter Berücksichtigung der Herabminderung durch Knicken des Gesamtquerschnitts und o/, jene des Betons.

Ehe wir diese Frage beim Gußeisen weiter verfolgen, sei auf die sinngemäße Anwendung dieser Theorie auf gewöhnlichen Eisenbeton kurz hingewiesen, wo sie naturgemäß ebenfalls Geltung haben muß, sofern die einzelnen Teilquerschnitte der Flußeisenarmierung durch eine entsprechende Querverbindung zu einem statisch gemeinsam wirkenden Ganzen verbunden sind.

Bei Aufstellung des Versuchsprogramms für meine Versuche mit im Jahre 1901 betonierten Säulen empfand ich es als eine wenig erfreuliche Lücke unseres fachlichen Wissens, daß diese Frage damals selbst für den reinen Eisenbau nicht einwandfrei gelöst war, soweit es sich um eine statisch wirksame Verbindung einzelner Teilquerschnitte zu einem gemeinsam wirkenden Gesamtquerschnitt handelt. Ich machte daher 1906, als ich endlich dazu kam, meine 1901 betonierten Säulen zu erproben und die Ergebnisse auszuwerten, zunächst Versuche mit gewöhnlichen Flußeisensäulen, um zu sehen, wie ihre Querverbindung beschaffen sein muß, um sie als einheitlichen Querschnitt zu behandeln (siehe Beton und Eisen 1907, S. 101, „Versuche mit drei Eisensäulen“). Die Ergebnisse dieser Versuche waren so unbefriedigend für die bestehende Theorie, daß ich gezwungen war, die Frage ausführlicher zu erforschen.*) Ich habe dann dieselben Querschnitte auch einbetoniert untersucht (Forscherarbeiten aus dem Gebiete des Eisenbetons, Heft VIII, 1908) und es sei noch des Interesses wegen erwähnt, daß mein erstes Versuchsprogramm 1901 bereits

*) Diese Arbeiten finden sich in Beton und Eisen, 1908, S. 96 unter dem Titel „Welche Querverbindung bedarf eine Eisensäule“ veröffentlicht.

auch nichtvernietete steife, in einer Umschnürung angebrachte Querschnitte enthalten hatte. Damals — 1901 — dachte man jedoch über die Einbetonierung von umschnürten Querschnitten anders wie heute. Die Betonierung der Versuchssäulen wurde mir von drei Wiener Firmen kostenlos besorgt. Diese besonderen Versuche hatte die Firma P. & B. übernommen. Ihr Oberingenieur ließ mich in entgegenkommender Weise wissen, daß er gerne bereit sei, mir einige Säulen mehr herzustellen, wenn ich von der unhandlichen Form absehe. Dadurch haben diese Arbeiten eine Verzögerung von fast 12 Jahren erfahren, da ich selbstredend damals ebensowenig die Tragweite der Anordnung sicher zu beurteilen imstande war und auf die Durchführung in der Form nicht weiter bestand.

In dem VIII. Forscherheft 1908 habe ich zum erstenmal die Addition der Bruchfestigkeiten bei hinreichendem Verbund als erreichbar bezeichnet, entsprechend der Bruchlast

P=    X’<Tb+ Fe X 2400 .... 2)

Unter Fb verstand ich den von der Armierung umschlossenen Betonkernquerschnitt. Bei der Schwierigkeit, solche Betonkernquerschnitte einwandfrei einzubetonieren, habe ich mir bei meinen neueren Versuchen das Ziel gesetzt, die Einbeziehung eines äußeren Betonmantels zu ermöglichen. Ich griff dabei auf die Umschnürung als beste Sicherung zurück und stellte den Satz auf, daß die Mitwirkung des Betonmantels gesichert erscheint, wenn der Abstand des umhüllenden Eisens gleich ocer kleiner als die Dicke des Betonmantels ist. Bei diesen vom österreichischen Eisenbetonausschuß ausgeführten Versuchen habe ich auch das Gußeisen als das auf Druck wirksamere Material einbezogen. Diese in dem Buche „Eine neue Verwendung des Gußeisens bei Säulen etc.“ ausführlich wiedergegebenen Versuche mit Säulenstützen und ganzen Säulen seien hier nur der Vollständigkeit halber kurz angeführt.

Zunächst habe ich in einer Versuchsreihe von 11 Versuchen die Richtigkeit des Satzes der Addition auch für den Fall einer äußeren Umhüllung bei flußeisernen Rohren nachgewiesen. (In noch allgemeinerer Form ist dieser Nachweis in dem folgenden Versuch B 6 erbracht.) (Siehe Seite 40.)

Bei den weiteren Versuchen mit Gußeisen fand ich, daß diese Anordnung Von größter Wichtigkeit ist, weil der Betonhülle eine zweite bei elastischem Material nicht nötige Aufgabe zufällt, die Oberfläche des spröden Eisenkörpers unter dem Druck der Querdehnung des gedrückten Betons zu halten und so seine Sprödigkeit zu beheben. Durch die bisher nicht erprobte Verwendung von so großen Eisenquerschnitten von 10% und mehr als Armatur stellte sich als weiterer Vorteil heraus, daß diese starken Kerne die Gleichmäßigkeit der Stauchung auf die ganze Säulenlänge sicherstellen und so den Beton selbst in der äußeren nicht umschnürten Schale zur Aufnahme großer Stauchungen befähigen.

Die Wirksamkeit der verschieden angeordneten Verbügelung und Umschnürung auf ein Druckglied aus Beton ohne oder mit Gußeisenkern ist in

Abb. 30 bis 36 für verschiedene Verhältnisse der Ganghöhe zur Schalendicke dargestellt. Diese Abbildungen sollen uns auch die verschiedenen Bruchformen vor Augen führen. Abb. 30 stellt den Bruch einer gewöhnlichen Eisenbetonsäule dar, Abb. 31 den einer umschnürten Säule, sei es mit Bügel oder mit Wicklungen nach Considere oder sonstwie, gekennzeichnet durch eine Maschenweite, kleiner als 4

Die Schale wird in diesem Falle abgeworfen und der

Kern entsprechend der Ganghöhe an irgend einer schwächsten Stelle, die dort kenntlich gemacht ist, abgesprengt und zerstört. Dieser schwächste Querschnitt ist für die Festigkeit der ganzen Säule maß-

11 11

AYY

*/

-rv

ml

I

ui

ii

ü

y//

'/X^Ä

33«-

Ilfcllll

Abb. 30. Eisenbeton.

Abb. 31. Umschnürter Beton (Considere).

Abb. 32. Umschnürtes Gußeisen (Emperger).

Abb. Unrichtig verstärktes Gußeisen.

ZJ

ir

E=

Abb. 33 b.

Abb. 34.

--[

Abb. 35.

Bruchform bei enger werdender Umschnürung.

Abb. 36.

gebend. Er wird bis zu seiner größten Stauchung und der entsprechenden Druckspannung ausgenutzt. Abb. 32 stellt eine nach meinem System aus umschnürtem Gußeisen hergestellte Säule dar. Um den Unterschied darzulegen, ist genau dieselbe Maschenweite wie in Abb. 31 angenommen worden.

00 &

Da aber hier die Ganghöhe

gleich der Schalendicke ist, so kann von einer

Umschnürungswirkung auf den Beton im Sinne der Abb. 31 um so weniger die Rede sein, als sich nicht nur die angewendeten Mittel und das umschnürte

Objekt geändert haben, sondern auch das Gußeisen diese großen Stauchungen des Betons nicht braucht und mitmacht und eine Erhöhung seiner Druckfestigkeit durch Aufnahme seiner Querdehnungen nicht unbedingt beabsichtigt ist. Der Hauptzweck dieser Anordnung ist, ein Absprengen der Betonschale zu verhindern und auf diese Weise dem Gußeisen den spröden Charakter zu nehmen und es zu versteifen. In welchem Maße die Eigenschaften der beiden Stoffe ineinandergreifen, beweist der Umstand, daß bei einem solchen Gußeisenkern die äußere nichtumschnürte Schale noch nicht einmal unter Lasten resp. Stauchungen abspringt, welche sonst gewöhnlicher Beton wegen seiner Ungleichmäßigkeit nicht aufnehmen kann. Dagegen liegen in Abb. 33 a und b die Verhältnisse ganz anders als in Abb. 30, wo die Verbügelung nach den Regeln des Eisenbetons angebracht worden ist. In einem solchen Falle ist die Anbringung einer Betonhülle nicht nur nicht förderlich für die Tragfähigkeit des Gußeisens, sondern sie ist umgekehrt schädlich, wie ich dies durch besondere Versuche nachgewiesen habe. (Siehe unten.) Abb. 34 zeigt uns den Grenzfall für die Wirkung der Umschnürung des Gußeisens, wo der Beton, wenn die Ganghöhe — 2 d beträgt, noch nicht mitwirkt.

Das Gußeisen kann schon bei einem Verhältnis der Maschenweite — 2Ö als umschnürt gelten, doch wirkt dann der Beton gar nicht mit, weder an und für sich, noch versteifend. Die Umschnürung ist in diesem Falle nichts als’ eme Sicherung gegen die Sprödigkeit des Materials. Die Festigkeit eines so behandelten Gußstabes wird nicht zunehmen, er wird nur zuverlässiger und zugleich feuersicher werden. Man wird die Säule daher mit einer geringeren Sicherheit, d. h. einer höheren zulässigen Inanspruchnahme belasten können, als eine Gußeisensäule allein. Die Abminderung auf Knickung bleibt aber auch in diesem Falle dieselbe, weil ein Bloslegen der Gußeisensäule beim Bruch zu gewärtigen ist.

Die Verhältnisse ändern sich wesentlich, sobald man die Maschenweite weiter herabsetzt, d. h. sie gleich d oder kleiner als die Betonschalendicke macht. (Abb. 35 u. 36.) Je enger die Maschen sind, desto größer wird der mit wirkende Betonquerschnitt, desto deutlicher tritt die in diesem Falle nicht nur in bezug auf die Größe, sondern auch auf den kleinen Betonquerschnitt unwesentliche Umschnürung durch Erhöhung der Betonfestigkeit in die Erscheinung und desto größer wird ihre versteifende Wirkung gegen Ausknicken.

Aus den älteren Versuchen mit Gußeisenkernen seien nunmehr einige Säulen dargestellt, welche den Einfluß der Umschnürung auf die elastischen Eigenschaften des gußeisernen Kernes dartun. Die Abbildungen 37 und 38 zeigen eine 3 m lange Gußeisensäule, einmal ohne Umschnürung, das andere Mal nach meinem System einbetoniert. Allein hat dieselbe 137 t getragen, umschnürt 342 t, ohne zu brechen, jedoch zur S-Form verkrümmt (Abb. 39).

Schließlich enthält die erste Veröffentlichung über diese Frage eine Serie von zehn Versuchen mit Rohrstutzen aus Gußeisen, welche eine Erscheinung

zeitigten, die bei ihrem ersten Bekannt werden viel Kopfschütteln hervorgerufen hat und zum Beweis dafür dient, daß nur eine derartige Anordnung zweckentsprechend ist, welche die von mir angegebene Regel einhält. Eine solche Reihe von Parallelversuchen hat ergeben, daß ein und dieselbe

Säule 111°

Säule 1°

’rumn

mn3

Säule IIP

1500

1...

MO ••

fl

3=J

tT

Fa

n

1 3 [

Li

zA

b* /ff •

MO

115

i.......

Abb. 37. Bruchlast 137 /.

Abb. 38.

Abb. 39.

Säule Abb. 7 unter Bruchlast 342 t. Hohle Gußeisensäulen ohne und mit Umschnürung.

gußeiserne Säule mit Eisenbeton hat weniger (143 t) getragen als Gußeisen allein (209 t), während es nach meiner Methode verstärkt viel mehr (267 t) getragen hat.*)

*) Siehe „Eine neue Anwendung des Gußeisens etc. etc “

Diese Versuche wurden, wie erwähnt, vom österr. Eisenbeton-Ausschuß, einer halbamtlichen Körperschaft, ausgeführt. Bei den in der Folge dargestellten Versuchen, die ich nunmehr, um rascher zum Ziel zu kommen, allein durchgeführt habe, haben sich regelmäßig Beamte des Wiener Stadtbauamtes, des Ministeriums der öffentlichen Arbeiten oder des Eisenbahn-Ministeriums in der Weise beteiligt, daß sie sowohl der Herstellung wie der Versuchsausführung beigewohnt haben. Es sei diesbezüglich den betreffenden Herren Vorständen, Herrn Stadt-Baudirektor Heinrich Goldemund und den Ministerialräten und Vorständen der Brückenbaubureaus, den beiden Ministerien, Herrn Karl Haberkalt und Oskar Melzer, sowie allen Herren, die sich der damit zusammenhängenden großen Mühe unterzogen haben, mein kollegialer Dank für dieses große Entgegenkommen ausgesprochen, welches die erzielten Resultate nach jeder Richtung hin sicherstellte.

Anschließend an die älteren Versuche seien nunmehr einige Versuche mit unsymmetrischem Querschnitt erwähnt, die sich in der Tabelle auf Seite 40 zusammengestellt finden.

A. Versuche mit Gußeisen.

Die ersten zwei Versuche dienten zur Bestimmung der Druckfestigkeit und der in der Abbildung 28 dargestellten Stauchkurve.

Der letzte Versuch Nr. 3 dieser Reihe soll uns über den Abfall an Festigkeit aufklären, der dann entsteht, wenn man eine derartige Druckbewehrung aus Gußeisen aus einzelnen Teilen zusammensetzt. Es wurde eine Stoßanordnung, wie sie im Druckgurt eines Trägers angewandt wird, in dem Stutzen angeordnet; doch sei bemerkt, daß der Versuch zur Erprobung der reinen Druckfestigkeit ganz besonders ungünstig ist, da die exzentrische Lage des Stoßes die Statik des ganzen Versuches beeinflußt. (Abb. 45.) Seine Bruchlast ergab sich zu 46,5 t, also um 15 % niedriger als die angeführte Last des vollen Stabes. Bei einer zentrischen Anordnung des Stoßes, wie sie bei einer Säule selbstverständlich ist, wäre ein derartiger Verlust nicht zu erwarten gewesen. Es muß dieser Umstand auch bei den späteren umschnürten Versuchen C 5 bis 9 in Betracht gezogen werden. Das Ausknicken erfolgte stets in der in Abb, 45 lotrecht gezeichneten Hauptachse und nicht seitwärts.

B. Versuche mit Beton.

Alle mit Beton ausgeführten Versuche waren mit Ausnahme von B 2 gleich, und zwar 60 Tage alt. Sie waren gleichzeitig am 26. Juni 1912 einbetoniert worden. Versuch Nr. 1 zeigt einen reinen Betonzylinder ohne Umschnürung

= 0,35, wobei l

und Bewehrung. Er hat ein Schlankheitsverhältnis ^ =

in m angegeben ist, das sich bei den späteren umschnürten Versuchen von 0,47 bis 0,6 erhöht. Dieser Schlankheitsgrad ist nach unseren bisherigen Erfahrungen bei Eisenbeton fast ohne Einfluß auf das Ergebnis, oder, mit anderen Worten,

6.

5-

4-

3-

2.

3-

2.

1.

Nr.

9t*l * SZ*2

weil

\_J*S

Querschnitt wie 4, jedoch mit

desgl.

UJJ*i

(+ 11,8)

86,6

(o +)

38,5

50,3

86,6

(1 Monat alt)

86,6

(O +)

93,9

Reihe B. Beton.

HolzmodeH mit Siaeschnitten

so

SU.

1---S£

.*■

11,8

11,8

11,8

Reihe A. Gußeisen.

Einzelheiten

Querschnitt

cm²

48,2

9,8

10,2

24,6

12,0

10,2

46,5

54,o

75,o

555,o

254,0

204,0

273,0

139,o

108,5

3840

460O

0S8S

5;W0/Äy

Bruchlast

Übersicht der in drei Serien A, B

VD I 00    vi

ON

on

f.

OJ

J-t

c.

Flach gehobelt

Gehobelt, mit Zement ausgegossen und verstemmt

Nur gefeilt, mit Blei ausgegossen und verstemmt

Gehobelt, mit Blei ausgegossen und verstemmt

Stoßstück allein flach gehobelt

Querschnitt wie 1

Querschnitt wie 2

fr —j 8cm I»-S5cm(^\

—»i 10Spm\~-

1*

iJ*sge\

'20»

WD-h

(+ 11,8)

86,6

(+ 11,8)

50,3

(+ 11,8)

36,4

(+ 11,8)

50-3

(+ II.8)

86,6

o‘8S

62,0

71,0

67,8

46,5

84,0

S‘19

62,2

8o,o

Reihe C. Umschnürtes Gußeisen.

Einzelheiten

Querschnitt

cm²

C ausgeführten 18 Versuche.

685

715

820

780

540

1640

1780

1204

920

₇UlOfß}(

Bruchlast

die Abminderungskurve der Knickung verläuft bei Eisenbeton so flach, daß sie, wie dies ja auch die deutschen Vorschriften erklären, bis dahin (entsprechend der ißfachen Höbe x — 72 bzw. bei l in m x = 0,72) gleich Null gesetzt werden kann. Die Prismenfestigkeit des reinen Betons ist jedoch keinesfalls der Würfelfestigkeit gleichzusetzen.

Die Bruchlast des Versuc hes Nr. 1 betrug 10,21, entsprechend 108,5 kg/cm2 Prismenfestigkeit. Gleichzeitig ausgeführte Kontrollbalkenversuche ergaben eine rechnungsmäßige Druckfestigkeit nach einem Monat von 165, nach zwei Monaten von 260 kg/cm², so daß die Würfelfestigkeit nach zwei Monaten bei 200 kg/cm2 zu suchen ist.

Die Versuche Nr. 2 und 3 wurden im Alter von einem und zwei Monaten, sonst gleich, jedoch umschnürt (wie der Versuch Reihe C Nr. 1) ausgeführt und ergaben die in Abb. 28 eingezeichnete Stauchungskurve. Bei allen diesen Versuchen kommt selbstredend die äußere Betonschale in Fortfall. Wenn man von den in der Tabelle angegebenen Bruchlasten den Betrag von 1,8 t, entsprechend 2400 kg/cm², für die 4 Längseisen von 5 mm Durchmesser mit Fe = 0,78 cm² abzieht, so gelangt man bei dem jüngeren, 30 Tage alten Versuch Nr. 2 zu 118 kg/cm², bei dem älteren, 60 Tage alten Versuch Nr. 3 zu 265 kg/cm², erhält also nahezu dieselbe Erhöhung dieser Ziffer wie bei Biegung. Die Versuche von Kleinlogel, Mörsch und anderen mit umschnürten Säulen beweisen, daß die Umschnürung die Festigkeit des Betons selbst im Kernquerschnitt allein nicht viel über die Würfelfestigkeit erhöhen kann und daß insbesondere die Consideresche Formel als unrichtig bezeichnet werden muß. Die Fälle, wo die doppelte Würfelfestigkeit im Versuchswege erreicht wurde, sind so selten, daß dies für die Praxis nicht in Frage kommt, weil praktisch der für diese Erhöhung notwendige Grad der Gleichmäßigkeit nicht erreichbar ist (Abb. 57). Ein Versuch mit praktischen Abmessungen, der die in den Vorschriften als zulässig bezeichnete Annahme für den Gesamtquerschnitt bestätigen würde, wurde überhaupt noch nicht ausgeführt, trotz der vielen in aller Herrn Ländern vorgenommenen Versuche.¹)

Der Versuch Nr. 4 entspricht in seinen Abmessungen dem späteren Versuch Nr. 2 der Reihe C. Bei seinen schlankeren Verhältnissen gelangen wir zu 168 kg/cm² und bei dem folgenden Versuch Nr. 5 mit einer elastischen, nicht tragenden Holzeinlage, genau entsprechend dem Gußkörper, zu 183 kg/cm,². Es ist in den folgenden Untersuchungen der Wert der Druckfestigkeit des umschnürten Betons entsprechend diesen drei gefundenen Zahlen angenommen worden. In der Tabelle sind die Werte bezogen auf den ganzen Querschnitt, ohne Abzug des Wertes für die Längseisen eingetragen. Der letzte Versuch Nr. 6 dieser Reihe bildet den Übergang zu den unter C untersuchten Verbundkörpern.

42

Er enthält eine zentrische Einlage von Flußeisen, bestehend aus 2 R.-E. 25 mm und 1 R.-E. 16 mm Durchmesser = 11,8 cm², also etwa 15 % Eisen! Diese hohe Bewehrungsziffer ist schon deshalb von Interesse, weil die österreichischen Eisenbetonvorschriften behaupten, man dürfe nicht mehr als 2% Eisen benutzen. Verglichen mit dem vorangehenden Versuch B 3, der sonst gleiche Abmessungen aufweist, erhalten wir eine Bruchlast von .... hiervon sind 11,8 cm² Beton X 265 abzuziehen

24600 kg

3127 ,

21473 kg 28320 ,,

und 11,8 X 2400 hinzuzuzählen dies ergibt eine theoret. Festigkeit auf Grund der Addition von 49793 kg

Der Versuch ergab 48200 kg, also wiederum eine höchst bemerkenswerte Bestätigung der Richtigkeit dieser Theorie.

Dieser Rundeisenquerschnitt wurde gewählt, weil man genau denselben Querschnitt bei den Versuchen mit Gußeisen späterhin eingeschaltet findet.

Wir gehen nunmehr zur Besprechung der Reihe C der Hauptaufgabe dieser Versuchsarbeit über.

C. Versuche mit umschnürtem Gußeisen.

Der Versuch Nr. i entspricht dem Versuch A 3 + B 3

B 3 hat eine Festigkeit ergeben von...........

Wir bringen wieder die Betonfestigkeit entsprechend dem Eisenkern in Abzug 11,8 X 265

und erhalten als Rest........

Da der Versuch C1 eine Bruchlast von ergeben hat, so verbleibt für Gußeisen

Gegen die früher für i₀0,82 beim Versuch A 3 gefundene Bruchlast von 54 300 kg sehen wir, in welchem Maße die Beton hülle versteifend gewirkt hat, und daß diese Erhöhung nur unbedeutend gewesen sein muß, etwa i = 0,85 cm. Bei 15% Gußeisen betrug diese Erhöhung 7,5%.

Wenn zu dem ursprünglichen Betonquerschnitt Fb ein Fe = p' Fb und ein Fg — p" Fb hinzugefügt wird, so ist die in Abb. 7 dargestellte Kurve für Beton durch die Gleichung gekennzeichnet

24600 kg

3127 „

•    21473 kg

80000 ,,

58527 kg

co!

• • • 3)

= Ob —

= eine mit ob veränderliche Größe bedeutet. Et

Wir brauchen uns hier, da wir diese Abhängigkeit im Versuchswege festgelegt haben, um sie nicht zu kümmern und erhalten für eine Verbundsäule

Fb

worin Sb das Stauchungsmaß

Pv

Pr

Pv

Fi

Fb + k' Fe + k" Fg

Fb (1 + k' p' + k" p")

= Ob —

Al

Sb

, worin

k' =

S,

Sb

und k" =

co co

bedeutet.

Es ist daher

Pv

Al (i + k' p' + k" p")

Al

Diese Gleichung, die in Beton und Eisen 1908, S. 310 aufgestellt wurde,

findet sich in Abb. 40 für den Fall des Versuches C 1 dargestellt. Es ist dort Fb = 50,27 — 11,8 — 0,78 = 37,69 cm²,

ferner p' — 1,07% und p" = 15,9 %.

Wir wollen an diesem Fall die Richtigkeit der früheren Gleichung 1 'erproben und haben deshalb in Abb. 40 wiederum die drei Stauchungskurven des Betons, des Gußeisens und des Flußeisens aufgezeichnet und aus diesen

5000

flnßeisen 41

/l"

yi.

g. 15.93— Ersuch Ci

§3

■»

E-1.07 ^

Beton

as is

iWF

Abb. 40. Stauchungskurve von CI, bezogen auf den Betonquerschnitt.

Abb. 41. Versuch C4.

drei primären Stauchungskurven, entsprechend der Gleichung 1, durch eine Addition der Stauchungen, bezogen auf den Betonquerschnitt, die Stauchung der Verbundsäule konstruiert. Es ist in Abb. 40 zunächst die Addition entsprechend einer 1,07 prozentigen Flußeisenbewehrung, und dann einer 15,9 prozentigen Gußeisenbewehrung durchgeführt und die sich ergebende Summenkurve der Stauchungen dargestellt. Es findet sich ferner dort jene Stauchungskurve eingetragen, die durch unmittelbare Messung bei dem Versuch C1 ermittelt wurde. Wie ersichtlich, ist die Übereinstimmung derartig, daß es durchaus genügt, die Stauchungskurven der primären Stoffe zu besitzen, um sich daraus die Stauchungskurve des Verbundkörpers zu konstruieren.    ,

Bei der schlankeren Stütze Nr. 2 [A 2 -f- B 5), die zwar eine dichtere Umschnürung, aber auch eine dementsprechend dünnere Betonschicht

Dasselbe Verhalten, Addition der Festigkeiten ohne Versteifung, zeigt auch Versuch Nr. 3. Nach meiner Theorie hätte er tragen sollen:

4305 kg 1800 ,,

Beton 24 X 6 cm² X 175.....

54300 „

aufweist (so zwar, daß die von mir als günstig empfohlene Regel: Ganghöhe = Betonschalendicke ebenfalls eingehalten wurde), zeigt sich, daß bei Einhaltung dieser Regel die Versteifung noch eine ebenso geringe ist, entsprechend dem Überwiegen des Gußeisens. Bei 24% Gußeisen betrug die Erhöhung noch etwa 10%.

Dem Versuch Nr. 2 entspricht B 5 mit Holzkern. für das Gußeisen ohne Beton zu setzen nach A 2

Addition der Festigkeiten ergibt........

während sich tatsächlich ergaben........

9,8 t

54.3 ..

•    64,14

•    69,8 „

Flußeisen 4 R.-E. 5 mm wie früher Gußeisen............

60405 kg.

Er hat tatsächlich getragen 61.500 kg. Bei 30% Gußeisen betrug die Erhöhung etwa 2%. Sie beginnt sich also bereits der Null zu nähern. Wir sehen also, daß alle Zahlen in voller Übereinstimmung mit der Theorie der Addition der Druckfestigkeiten stehen.

Der Versuch Nr. 4 ist den praktischen Ausführungen (Abb. 41) am ähnlichsten in bezug auf die Versteifung durch den Beton. Er wurde sonst gleich wie Nr. 2, jedoch mit einer dichteren Umschnürung hergestellt, die aber den gleichen Eisenquerschnitt besitzt wie Nr. 2. Er beweist, daß für die Steifigkeit auch die Dichtigkeit der Umschnürung eine gewisse Bedeutung hat. Die Maschenweite ist in den vorangehenden Versuchen 1 bis 3 an der schwächsten Stelle nahezu gleich der Betondicke gehalten worden, während sie beim Versuch 4 auf ein Fünftel herabgedrückt wird. Dieser Umstand kommt in der Bruchziffer in der Weise zum Ausdruck, daß der Beton noch größere Stauchungen aufnehmen kann, was auch mit einer Erhöhung der Druckfestigkeit verbunden gewesen ist.

Die Abb. 41 der gebrochenen Stütze C4 zeigt äußerlich dieselbe Erscheinung, als ob sie einen Flußeisenkern wie der Versuch B 6 besäße. Um jede Täuschung zu vermeiden, wurde der Kopf ein wenig abgeschlagen, so daß dort der Gußeisenkern sichtbar wird. Bezüglich des Zeitpunktes, wann die Schale abzuspringen beginnt, siehe Tabelle auf Seite 51. Wenn wir also die zulässige Last bei B6 mit Flußeisen auf (86,8 -j- 15 X 11,8) 40 = 10,5 t festlegen, so müssen wir dieselbe bei Verwendung desselben Querschnittes von 11,8 cm- in Gußeisen mit 20 t ansetzen. (Siehe Gleich. 10.)

Die Versuche 5 bis 9 (Abb. 42) wurden mit dem Typ C1 gemacht, um den Einfluß der Anordnung eines Stoßes wie in A 3 zu ermitteln. Der beim Versuch A 3 nachgewiesene Ausfall von 7,8 t läßt bei Vergleich mit C1 etwa 72,2 t erwarten. Dieser Ziffer haben so ziemlich alle Versuche entsprochen,

und der Abfall geht bei den mit weniger Sorgfalt ausgeführten Stoßverbindungen bis auf 85% dieses Wertes herab. Die Abb. 43 und 44 stellen die Stützen nach dem Bruche dar.

Diese Versuche sollen als notwendige Ergänzung zur Frage der richtigen

sä

Abb. 42.

Vor Betonierung.

Abb. 43. Nach dem Bruch.

Abb. 44.

Nach Entfernung des- Betons.

Stoßanordnung von Gußstücken in einem gebogenen Querschnitt dienen. Es wurde hiezu der extremste Fall exzentrischer Belastung bei einem Träger gewählt. (x\bb. 45.)

Dies erklärt auch den eigenartigen unsymmetrischen Querschnitt, der bei diesen reinen Druckversuchen benutzt worden ist. Dieser ist als Teil eines

Stoßanordnung.

s%

Abb. 45 b. Stück aus dem Druckgurt Abb. 46.

MHKl

V -*! I mWHI

ZU_____rr

n» um

Abb. 45 a.

Druckquerschnittes eines Trägers denselben entnommen gedacht. Der damit zusammenhängende Trägerversuch findet sich in der Abb. 46 im Quer- und Längsschnitt dargestellt. Er ist wie ein flacher Bogen mit Zugband im Sinne der Abb. 78 ausgebildet. Wie ersichtlich, wurde in dem Obergurt eine Gußeisenarmierung untergebracht, die aus mehreren Normalstücken besteht und die es erlaubt, aus diesen Stücken Balken beliebiger Länge und Höhe zusammenzustellen. Eine weitere Abb. 47 zeigt den Balken in der Versuchspresse nach Erschöpfung seiner Tragfähigkeit. Trotz der ganz bedeutenden Durchbiegungen treten auf denselben keine nennenswerten Risse auf und der Beton ist nur außerhalb der Umschnürung im Druckgurt sichtbar zerstört worden, unabhängig von der Lage der Stöße im Gußeisen.

Mit Rücksicht auf die vorhandenen Einrichtungen konnte der Balken

Will

(tt

&£i-‘

-5.10m

SisUdrahh /eji

Abb. 46. Armierungsplan eines Trägers aus umschnürten Gußeisen.

nicht mit 5,10 m Spannweite untersucht werden, sondern es wurde 4,56 m gewählt, mit sechs Lastangriffen in gleichen Abständen von 76 cm symmetrisch zur Mitte. Das Protokoll des Laboratoriums sagt diesbezüglich:

Bei 3000 kg Gesamtlast Auftreten von ganz feinen Rissen in der Zugzone. Bei 12750 kg aus versuchstechnischen Gründen entlastet.

Bei 14250 kg desgleichen.

il

'm

I“ * .

Abb. 47. Balken unter der höchsten Last.

Bei 14400 kg wurde der Versuch wegen der zu großen Durchbiegung abgebrochen.

Die Pfeilhöhe betrug bei dieser Belastung zirka 40 cm und im entlasteten Zustand zirka 10 cm.

großen Querschnittes aus Fluß-Ich griff daher zu Stahl von 8000 kgjcm²

Zur besseren Beurteilung der hierbei auftretenden Kräfte diene die folgende Darlegung und Rechnung. Der Balken hat 6 cm² Gußeisen im Druckgurt. Um es ganz auszunutzen, hätte es eines zu eisen auf der Zugseite bedurft.

Zugfestigkeit aus 3 X 14 0 4,5 mm Drähten, die in drei Lagen nach Schroiff angeordnet wurden. Die höchste Last betrug 14,4 t.

Das Brachmoment ist

M =

1V± max —

14,400 X 456

= 821000 kgjcm² .... 5)

Die Biegungsdruckfestigkeit der äußeren Betonschale war, wie das

Bild 47 zeigt, erschöpft worden. Sie betrug, wie gleichzeitig ausgeführte Kontrollbalkenversuche erweisen, 306 kg/cm². Aus der Höhe der aufgetretenen Rißerscheinung wurde die Höhe des Druckgurtes bestimmt und mit 6 cm unterhalb der oberen Aufschicht ermittelt. Es ergibt sich demnach das folgende Spannungsbild (Abb. 48)

2 X 306 X 6 X 8

Pb =

= 9800 kg .... 6)

Das Gesamtmoment beträgt Hievon ab für den Beton .

Es erübrigt somit für das Gußeisen

Mb = 9800 X 17,75 = 174000 kglcm .... 7) ............... 821000

174 000

647 000 kg] cm

Es ist zunächst wichtig hervorzuheben, daß in diesem Stadium die Scherspannung

C%-3q6 kg /cm²

T GS

7200

8 X 17,75

betragen hat, ohne daß Scherrisse eingetreten /yyg sind, weil die Haftspannung 7200

= 5°,8 kg cm²

Jl

~9—

6cm²

ZZ

resp. =

42 X 1,41 x 17,75

7200

= 6,85 kglcm'-

fs-6.7cm²

= 28,7 kg]cm-

10 X 1,41 x 17,75

nicht überschreitet. Es ist dies eine bisher

Abb. 48.

Spannungsbild von Trägerversuch. Abb. 47.

anderswo noch nicht erreichte Scherfestigkeit und beweist, daß eine einwandfreie Verbindung von Zug- und Druckgurt erreicht wurde, in welcher die beiden Hauptfestigkeiten voll ausgenützt werden können.

Die Druckspannung im Gußeisen beträgt

647 000 6 X 17,75

== 6300 kgjcm² .... 8)

Für die Zugseite ergibt sich

= 7000 kgjcm² .... 9)

821000

oe =

6,72 x 17,75

Diese Rechnung entspricht vollkommen dem Bild 47. Bei ob — 306, og — 6300, oe — 7000 kg/cm² war keine der Hauptmaterialfestigkeiten überschritten, nur die Festigkeit des Betons außerhalb der Umschnürung liegenden erschöpft und der Balken mußte sich, ohne irgendwo anders zu brechen, durchbiegen, was er auch im stärksten Maße getan hat. Erst diese großen Stauchungen führten zur Zerstörung der Hülle aus neuem Beton, wie sie uns Abb. 47 zeigt. Der Zweck des Versuches war, die Wirksamkeit der Stöße bei dieser

exzentrischen Beanspruchung darzulegen. Es ist an den Stoß stellen, wie in Abb. 47 ersichtlich, keine Erscheinung eingetreten, die auf einen schädlichen Einfluß derselben schließen läßt. Es ist auch bemerkenswert, daß derselbe Querschnitt, der bei einer Länge von 50 cm auf zentrischen Druck allein nur 4600 kgfcm-getragen hat (Versuch A 2) und auch umschnürt im Versuch C 2 keine wesentliche Erhöhung der Festigkeit ergeben hat, hier bei den Druckproben 6400 kg/cm-trug, ohne daß Bruch eingetreten wäre. Es ist dies dieselbe Erscheinung wie bei Eisenträgern, daß bei Biegungen die Knickerscheinung senkrecht zur Biegungsebene nicht in vollem Maße zur Wirkung kommt und es daher erlaubt ist, die volle Materialfestigkeit in Rechnung zu ziehen, um sie mit Hilfe einfacher Anordnung voll auszunutzen.

swwviRw»«*;

st

WMi-

I'Ja

m i' A

ft'-»'

^%srr;

gi

Abb. 49. Trägerversuch, Abb. 47 mit teilweise abgeklopftem Beton.

Nach dem Versuche wurde der Beton zur besseren Besichtigung der Stöße und der Einbettung weggestemmt und in der Abb. 49 ersichtlichen Form nach Leipzig auf die Baufach-Ausstellung geschickt, wo derselbe in der wissenschaftlichen Abteilung ausgestellt ist.

¹

Siehe Beton und Eisen 1912 Heft XIV , Heft XX, gelbe Beilage S 10 (Deutscher Eisenbeton-Ausschuß), Heft XVII, gelbe Beilage S. 10 (Dr. Kleinlogel) — 1913 Heft I, gelbe Beilage (österr. Eisenbeton-Ausschuß) an Heft III, S. 67 (Dr. Mörsch und Französischer Ausschuß).

Schlußfolgerung.

Bei Ausführungen in ,,umschnürtem Gußeisen“ hat die Umschnürung nur die Aufgabe, den Beton als statisch mitwirkende Schale der Gußeisenkerne bis zum Bruch unversehrt zu erhalten. Sie hat im allgemeinen nicht wie beim umschnürten Beton, die Aufgabe, die Druckfestigkeit des Kerns zu erhöhen. Die verhältnismäßig geringe Erhöhung derselben bei umschnürtem Beton erlaubt hier die stellenweise sehr große Stauchung bis zur Erschöpfung der Zugfestigkeit der Umfangsbügel auszunutzen, während beim umschnürten Gußeisen weder die Stauchung des Betons ausgenützt, noch die Druckfestigkeit des Gußeisens erhöht werden soll. Die Stauchung des Gußeisens ist kleiner als die der aus umschnürtem Beton bestehenden Schale. Das Eisennetz kann daher in diesem Falle wesentlich schwächer als bei einem, sonst gleichen, umschnürten Betonquerschnitt gehalten werden und soll so dicht sein, daß seine Maschen weite (Bügelabstand, Ganghöhe) gleich oder besser kleiner als die kleinste Dicke der Betonschale ist. Unter dieser Voraussetzung kann die Tragfähigkeit

eines Druckgliedes aus umschnürtem Gußeisen gleich der Summe der Druckfestigkeiten der einzelnen Teilquerschnitte gesetzt werden, unter Berücksichtigung einer einheitlichen Abminderung auf Knickung, und ist der Sicherheitsfaktor gleich der bei elastischem Baumaterial üblichen Größe von höchstens 4 anzunehmen. Bei den bisher ausgearbeiteten Projekten wurde die Sicherheit von 4 eingehalten und ist dieselbe von den verschiedenen amtlichen Stellen als richtig anerkannt worden.

Die Darstellung der Stauchungsverhältnisse in Abb. 28 zeigt, daß dort beim Bruch ein Übertragungsverhältnis k = 44 vorhanden. Bei einer zulässigen Inanspruchnahme des Gußeisens mit 1600 kgjcm², in welcher Zahl die Abminderung auf Knickung bereits berücksichtigt ist, und des Betons mit 36,2 kgfcm² so entspräche dies beim Versuch C4 einer zulässigen Belastung von P — 11,8 cm² X 1600 +38,5 cm² X 36,2 —20,0 t, .... 10) oder einer 4,2 fachen Sicherheit gegen Bruch. Wie Abb. 41 darstellt, hat sich der Bruch vollständig elastisch und allmählich vollzogen, ohne daß ein Wickeldraht gerissen wäre. Bei einem noch höher ausgenutzten Gußeisen steigt k bis 70. Bei einem besseren Beton von einer geringeren Stauchungsfähigkeit entsprechend dem Zustande, der sich bei jedem Beton mit der Zeit einstellt, und einer geringeren Qualität Gußeisen wird das k kleiner werden und bis auf 33 herabsinken, sodaß sich die gedachte Lastverteilung auch mit dem Alter ändert und die Inanspruchnahme des Gußeisens sinkt, die Belastung des Betons mit seiner zunehmenden Güte ansteigt, entsprechend der Zunahme an Tragfähigkeit bei der Säule im allgemeinen und des Betons im besonderen. (Abb. 63.)

Emperger, Neuere Bogenbrücken.

Die Knickfestigkeit des umschnürten Gußeisens*

Die hohe Druckfestigkeit des Gußeisens kann bei Druckgliedern von größerer Länge mit zentrischer Last nicht voll ausgenützt werden. Wie wir bereits aus den vorangehenden Versuchen entnommen haben, ist der dann eintretende Ausfall nicht unbedeutend. Es ist zu bedenken, daß, wenn ein Material von 8öoo kg/cm;² Würfelfestigkeit z. B. bei 4000 Äg/cw² ausknickt, dies einem Materialverlust von 50 v. H. gleichkommt. Demgegenüber kommt in Betracht, daß, wenn es gelingt, das Gußeisen mit Hilfe des umschnürten Betons so zu versteifen, daß es seine volle Würfelfestigkeit hergibt, man mit dem halben Querschnitte auskommen kann. Meine Untersuchungen gingen zunächst dahin, herauszufinden, welche Versteifung ein Gußeisenquerstück benötigt, um voll oder doch in höherem Maße ausgenützt zu werden. Diesem Zwecke diente zunächst eine kleine Versuchsreihe, welche die Frage in prinzipieller Hinsicht klären sollte und deren bloße Anführung hier genügen muß, da eine umfangreiche Arbeit dieser Art noch nicht abgeschlossen werden konnte. Die gefundenen Resultate werden jedoch soweit durch sie bestätigt, so daß gegen ihre Richtigkeit kein Bedenken vorliegen kann.

Bekanntlich bestehen zwischen dem Gußeisen und dem Beton materialtechnisch viele Ähnlichkeiten. Es ist daher auffällig, daß sich die beiden Körper in bezug auf die Knickfestigkeit so verschieden verhalten, wobei aber nicht der reine Beton, sondern der Eisenbeton in Frage kommt, da sich der Beton allein zum Säulenbau überhaupt nicht eignet. Die Knickfestigkeit des reinen Betons wird durch die Frage der Zuverlässigkeit dermaßen beeinflußt, daß ein Knickgesetz gar nicht zum Ausdruck kommt. Erst durch die Sicherung der Scherfestigkeit mittels Eisen werden zuverlässige Verhältnisse geschaffen.

Bei Eisenbeton wird von den meisten Forschern, die sich mit der Frage beschäftigt haben, der Umstand bestätigt, daß die Abnahme der Festigkeit bei längeren Säulen wegen Knickung eine so geringe ist, daß diese Abminderung selbst bei den längsten untersuchten Säulen*) nicht größer war als die unvermeidliche Schwankung der Resultate. Man mußte daher wohl oder übel diese Abminderung gleich Null setzen, wie sie es ja auch in den meisten Vorschriften

bis [ — x = 72 (oder bis x — 0,72, wenn man l in Meter angibt) geschehen ist.

*) Siehe Bericht Heft Nr. 3 des österreichischen Eisenbetonausschuß von Direktor J. A. Spitzer, wo sich Säulen von 7,0 m Länge und 25 cm im Geviert, mit x — 90 untersucht, vorfinden.

oder ok —

13)

Dementgegen ist die Empfindlichkeit des Gußeisens gegen Knickung eine große. Wir wollen uns in der Folge nicht nur der durch vielfache Versuche von Tetmajer bestätigten Formel, sondern auch der damit hinreichend übereinstimmenden, jedoch einfacheren Form bedienen

, und für l in m —

Ok =

°g

x².

1 -j- 6 x²

11)

10 000

Diese beiden Formeln für Flächenlager umgerechnet lauten, wenn man die Einspannungswirkung l₀ = 0,7 l setzt¹)

Ok = og (1 — 1,078 x + 0,35 x²) nach Tetmajer,

12)

1 + 3 v²

Das ist also gerade die dreifache Abminderung wie sie bei gewöhnlichem Eisenbeton angegeben wird.

Um zu zeigen, wie wenig sich beide Formeln unterscheiden, sind ihre Ergebnisse in Abb. 50 dargestellt worden, wobei links die Inanspruchnahme in kg/cm² und rechts auf der Ordinatenachse die Bruchlast in Tonnen für den untersuchten Querschnitt von 19,6 cm² angegeben ist. Die Druckfestigkeit von kleinen Würfeln und eines 5 cm hohen Zylinders von 5 cm Durchmesser ergab im Mittel 8000 kg/cm². Die folgende Tabelle gibt uns die Querschnittsabmessungen und Bruchergebnisse von sechs Versuchen.

Bruchlast

Querschnitt

Um

schnürung

Nr.

Abb.

Fb Fe Fg Fe‘ %

total j

^ Knistern

Risse

im ganzen

verteilt auf

Beton

Eisen

t 1 kg\cm² t j kg\cm² t | kg'cmA

Gußeisen

i kglcm^.

Cn

Abb. 51 Abb. 5 1 Abb. 52 Abb. 53 Abb. 54

VJ    VJ    VJ    ¹-l

JOO    CO    JX>    VO    VO

tn    Ui    Q\

00 00 00

tN»

o d o

0\ Os Os ü u 00 00 00

10 vn ua

Abb. 55 3i4,2 294,6 0,78

VO vo vo vo vo 0\ O Oi o\ - ON

6i

3120

61

1,28 !

i,93

i,93

sofort

64

3200

64

3120

3260

4,3

4,8

La

O

CO Nf

00 C\ •-<

000

18

88,4

1120

94,4

1220

0\ J3\ J3\

'V> 'to 'V)

275

275

275

CO

100

222

705

22,2

78,2

63,4

377

275

215

c-

Et

crq

,3

'00 'oo '00 '00 '00 'oo

2400    —

2400 70,4 2400 76,4 2400 70,4 2400    142

2400 156,8

358o

3880

3580

7200

8000

Bemerkenswert ist, daß bei dem Versuche Nr. 3 mit umschnürtem Beton die Sicherheit der Größe von 7₄ der Bruchlast gegen Risse weniger als 3^ bei den Versuchen Nr. 4 und 5 mit umschnürtem Gußeisen jedoch 3 bis 4 beträgt. Sie geht nur bei dem Versuch 6 auf die Größe des armierten Betons zurück, entsprechend dem Vorwiegen des Betons.

Der Versuch Nr. i (Abb. 51) wurde mit einem Rundstab von 5 cm

l

Durchmesser, also einem i = 1,25 und einer Höhe von 90 cm, daher —r

z

durchgeführt. Für diesen Fall ergibt die obige Formel bei einer Druckfestigkeit des Gußeisens von 8000 kg/cm² eine Bruchlast von 61 t oder 3120 kg/cm². Wie aus Abb. 50 ersichtlich, stimmt diese Zahl mit unserer Rechnung überein. Es ist nun zunächst versucht worden festzustellen, wie ein derartiger Gußeisenstab sich bei einer direkt aufgebrachten Umschnürung verhält.

= x = 0,72

8000

ISO*

7000

nA -6

VfV

m'

6000

Ns

1Z0*

5000

100*

■fcä

W00

80*

5000

SO*

2000

4 0*

1000

20*

0.10    0.20    0.30    0.00    0.50    0.60    070    0.80

0.90    10

Abb. 50.

Beim Versuch Nr. 2, der sonst ganz gleich wie Versuch Nr. 1 ist, wurde ein 2 wm-Draht an den Enden gut befestigt und auf der Drehbank unter Anwendung einer künstlichen Spannung in 4 mm Ganghöhe direkt ohne Zwischenmittel auf das Gußeisen aufgezogen. Der Versuch ergab 64 t oder

3260 kg/cm², also eine unwesentliche Erhöhung der Druckfestigkeit.

Der Versuch 3 (Abb. 52) war ein umschnürter Betonzylinder mit 2,4 % Umschnürungseisen, in welchem ein durch Sägeschnitte wirkungslos gemachter Holzkern untergebracht war, der genau denselben Querschnitt wie der Gußeisenkern besaß (1916 mm²). Seine Bruchlast betrug 181. Die Druckfestigkeit des umschnürten Betons, bezogen auf eine Fläche von 58,9 cm² (einschließlich der Längseisen) 312, und ausschließlich der Längseisen, welche 0,78 X 2400 — 1,8 t getragen haben, betrug 275 kgjcm². Die Festigkeit des hier benutzten Betons mit 190 kglcm² kann also als nur wenig verschieden von den bei meinen früheren Versuchen erhaltenen (Reihe A bis C) angesehen werden. Bei diesen hat sich eine Würfelfestigkeit von 200 kgjcm² und mit der Umschnürung 265 kg/cm² gezeigt.

'uße/sen

IZ5 r

*~~50 —j Abb. 51.

Versuch Nr. 1 u. 2.

i!z

*s%

ioo --i

Abb. 52. Versuch Nr. 3.

Der Versuch 4 (Abb. 53) hat dieselbe Umschnürung (2,4 %) wie 3 und ist die Summe der Versuche 1 und 3. Als solche wäre bei ihm eine Bruchfestigkeit von 61 -j- 18 = 79 t zu erwarten gewesen. Seine Bruchlast hat jedoch 88,4 t betragen. Das Gußeisen hat demnach 70,4 t, d. i. um 9,4 t mehr getragen, als im Versuch Nr. 1 ohne Betonhülle.

Der Versuchs (Abb. 54) zeigt eine viel stärkere Umschnürung als 4. Die Bruchlast betrug 94,4 t. j Wenn man dem Beton dieselbe j Festigkeit wie zuvor, also von ²75 kg/cm² zuschreibt, so hätte das Gußeisen 76 t getragen, oder 16,5 t mehr. Da diese Annahme jedoch nicht wahrscheinlich ist, so findet sich in der Tabelle eine zweite Annahme durchgerechnet, die zeigt, daß wenn bei einer Erhöhung der Umschnürung von 2,4 % auf 5,5 % die Betonfestigkeit auf 375 kg/cm² angewachsen wäre und das Gußeisen nicht mehr wie zuvor getragen hätte. Nachdem aber die Zahl 375 kgjcm² zu hoch gegriffen sein dürfte, so zeigt doch der Versuch, daß die bedeutend stärkere Umschnürung nur eine unwesentliche Festigkeits Vermehrung hervorbringt.

Der Versuch 6 (Abb. 55) zeigt trotz seiner geringen Umschnürung (1,5 %) eine viel stärkere Versteifung des Gußeisenkernes. Die Betonschale

Stahl ltm'm

~    A-*%>

r*»-i

*sm/n

'100

Abb. 53-Versuch Nr. 4.

WO -—t

Abb. 54. Versuch Nr. 5.

r --

% dg

in

ggSBi«

'    Sg

V/

i*    r

li

ff

- zoo %-

Abb. 55. Versuch Nr. 6.

»J

Abb. 56. Bruclibild des Versuches Nr. 6.

hatte eine Fläche von 314,2 cm². Seine Tragfähigkeit könnte daher bestenfalls mit 314,2 X 275 1,8 = 88,2 t angenommen werden. Die Tragfähigkeit des gußeisernen Kernes ergibt sich aber, von der Bruchlast von 222 t abgezogen, zu 142 t, d. i. mehr als der doppelte Wert, den er ohne Umschnürung besessen hat (Abb. 56). Man beachte bei dem Bruchbild insbesondere die Regel-

mäßigkeit der Querdehnung, trotzdem der kleine zentrische Kern den Versuch bereits zu einem mit vorwiegendem Betoncharakter stempelt. In der vorangehenden Tabelle ist das Auftreten der ersten Rißerscheinungen angegeben. Aus derselben ist zu ersehen, daß dies bei umschnürtem Beton bei 13, bei umschnürtem Gußeisen bei 601 eingetreten ist. Von diesen 601 entfallen mehr als 13/ auf den Beton.

Bei Versuch C 6 mit seiner Umschnürung von nur i'5% trifft die Annahme deV Betonfestigkeit von 275 kg/cm² nicht das Richtige. Es ist deshalb eine zweite Rechnung in der Tabelle angefügt, die der um so viel geringeren Umschnürung mit 215 kgjcm² besser Rechnung trägt. Es wäre natürlich möglich gewesen, diese Annahmen durch Versuche ebenso wie bei Versuch Nr. 3 festzustellen, was bei späteren Versuchen nachgetragen werden soll.

Wir sehen aber aus den Versuchen genügend genau und hinreichend zuverlässig, daß es möglich war, bei dem Gußeisen, das allein nur 3120 kg/cm2 Druckfestigkeit ergab, durch Versteifung diese Festigkeit auf 3580, und schließlich sogar auf mehr als 7200 kg/cm², also nahezu auf die Würfelfestigkeit von 8000 kg/cm² zu erhöhen. Es wird auf diese Weise der Trägheitsradius i₀ = 1,25 so weit erhöht, daß die Abänderung nicht mehr zur Geltung kommt.

Behufs besserer Übersicht finden sich in Abb. 1 die so berechneten Bruchlasten der Gußeisenkerne in den Versuchen 1, 2, 4, 5 und 6 mit 61, 64, 70,4, 76,4 und 142 t dargestellt, und es kann unter Beziehung auf die gleiche Höhe l = 90 cm jene Größe i graphisch konstruiert werden. Dies ergibt i = 12,5, 13,7, I5.3> 41,0 mm und zeigt» welcher Grad von Versteifung dieser nachgewiesenen erhöhten Tragfähigkeit entspricht.

Den größten in diesem Fall erzielten Effekt an Vermehrung der Tragfähigkeit zeigt der Versuch Nr. 6, weil derselbe nur 1,5% von FJ, d. i. eine ganz geringe Menge Eisen für die Umschnürung, enthält. Die Festigkeit des Betons betrug etwa 190 kg/cm². Durch eine Umschnürung von 2,4% wurde diese Festigkeit in den Versuchen Nr. 3 und 4 bis 275 kg/cm² erhöht. Aus anderen Versuchen wissen wir, daß wir selbst durch den höchsten Aufwand an Umschnürung (6%) die Würfelfestigkeit bestenfalls nur verdoppeln, also nur zu 380 kg/cm² gelangen können. Hier wurde mit 1,5 % U m s c h n ü r u n g²) durch eine kleine zentrale Stange von Gußeisen von (0%) des Gesamtquerschnittes eine Gesamtfestigkeit von 705 kg/cm² erreicht.

Zur Kennzeichnung dieser Tatsache diene die Abb. 57, welche die besten, praktischen Versuche mit umschnürtem Beton, herrührend von der französischen

Regierungskommission, darstellt, und zeigt, daß die Verdopplung der Würfelfestigkeit nur mit 6 % Umschnürungseisen und selbst da nur ausnahmsweise zu erzielen ist. Dort sind auch die vorstehenden Versuche Nr. 5 und 6 entsprechend ihrer Umschnürung eingezeichnet.

O Nr. 5

O Nr. 4

Nimmt man eine größere Gußeisenmenge, so tritt die versteifende Wirkung der Eisenbetonhülle dementsprechend zurück, um bei 25 % Gußeisen (Versuch

Ffr = 33 JS Fk=26S

O Nr. 6

Z&b.Fb

ZGhFk

V///.

$>/

7/0'"'

VC/

rsoo nF/

\^/

100%

ff

t>

09—

100%

■Wo

Beton IS Würfe/feß+' 16 J_O/on 1-3

(S,

\12

50%

IS

v£

1S

Tz

/mk9lcmz

zvbrh

rj

Qu ?rbe

wefiru

to

g in % 5*

<0

'o

03

Co

'0)

Co

ii

Schale

I*.

10 cm²

,s%

15cm²'

Abb. 57. Versuche der französischen Regierung mit umschnürtem Beton, verglichen mit umschnürtem Gußeisen.

Nr. 4) nur mehr eine Erhöhung von 10 % zu bewirken. Es steht dies in hinreichender Übereinstimmung mit den im vorangehenden Kapitel angegebenen Versuchen. Die Frage, ob man einen in sich steifen Röhrenquerschnitt oder eine zentrale Stange in einem steifen Betonklotz wie in Abb. 55 verwenden soll, ist in erster Linie von wirtschaftlichen und von konstruktiven Gesichtspunkten aus zu beantworten. Es bleibt freigestellt, ob man die Gußeiseneinlage wie bei meinen Versuchen, mit hohlen Röhren (Abb. 33) selbst steif genug macht, um die Gußeisenfestigkeit entsprechend auszunützen, oder ob man

sie wie in dem letztgenannten Versuch Nr. 6 durch Eisenbeton versteift. Weitere Aufschlüsse über dieses für den Hochbau interessante Thema bringen die im Gange befindlichen Versuche.

!&•

Aus den vorangehenden Versuchen geht klar hervor, daß man durch eine entsprechende Versteifung eines schlanken Gußeisenstabes die Knickungsabminderung gänzlich ausscheiden und seine Würfelfestigkeit nahezu ausnützen . kann.

st

im

Abb. 58. Säule aus umschnürtem Gußeisen für Decken

y/

Abb. 59.

Im Anschlüsse an diese Versuche sei auf die Möglichkeit verwiesen, mittels umschnürtem Beton das Gußeisen auch einseitig zu versteifen. Als ein Beispiel dieser Art dient die in der Abb. 58 dargestellte Gußeisensäule mit einem doppel-T-förmigen Querschnitt und einige damit zusammenhängende Versuche mit einseitigen Lasten, welche die Doppel-T-Form anstatt der Röhre empfehlenswert machen und die Anpassungsfähigkeit an den Eisenbau zeigen. Diese Versuche haben die versuchstechnische Erforschung eines wichtigen Details dieses Systems beim Bogenbrückenbau im Auge. Es handelt sich hierbei um Angabe jener Mittel, wie man die einzelnen Bogenrippen seitlich hinreichend steif ausbilden kann, und wie das Gußeisen, mit Rücksicht auf die Randspannungen bei den extremen Lagen der Drucklinie, in einem Doppel-T- oder U-Form-Querschnitt am besten angeordnet wird. Es fragt sich, wie sich eine derartige Rippe gegen seitliche Ausknickung verhält. Der geringen Knicksteifigkeit einzelner Rippen läßt sich aus I-Träger, einfachsten durch die Kupplung von je zwei

Rippen begegnen, sei es durch eine volle Platte zwischen zwei Rippen, oder durch Verbreiterungen (Abb. 55—59), durch einen Windverband wie bei der Schwarzenbergbrücke. In diesem letzteren Falle läßt sich der Windverband als horizontales Fachwerk oder als Ständerwerk ausbilden. Dies ergibt

fS

fß- 60 cm z

''//// ‘//P/

SO

Versuch Nr. I. Querschnitt, sonst wie Abb. 60.

am

und

eine Unterteilung des Bogens in einzelne Druckstreben, deren seitliche Knickfestigkeit zu untersuchen wäre. Inwieweit auch hier der Umstand mitspielt, daß beim Bogen, ähnlich wie beim Träger (siehe die Abb. 47), eine Knickfestigkeit senkrecht zur Kraftebene überhaupt nicht in Frage kommt, soll dahingestellt bleiben, da der Bogen als ein Mittelding zwischen Träger und Säule zu bezeichnen ist, also j= wohl auch in dieser Hinsicht mitt- ^ lere Eigenschaften haben dürfte, die zur Vorsicht mahnen. Um dieser baumechanisch richtigen Vorsicht zu entsprechen, wird man also dem Gußeisen-I-Querschnitt eine seitliche Betonversteifung geben, wie dies bei den folgenden Säulenversuchen geschehen ist.

Der erste große Versuch Nr. 1 (Abb. 59) von 3,3 m Länge ohne einer anderen Querversteifung als den umschnürten Querschnitt ist auch deshalb interessant, weil er zeigt, in wie kurzer Zeit selbst mit ganz jungem Beton eine solche Konstruktion vollständig tragfähig wird.

Der gesamte Betonquerschnitt betrug 1250 cm², der umschnürte 1080 cm². Die Umschnürung bestand aus 6 mm Draht in Abständen von 4 cm.

Die Umschnürungseisenmenge berechnet sich daher aus Fe'= 25 X 1,36 X 0,28 = 9,52 cm² oder = 1 % des Gesamtquerschnittes, d. i. also eine Eisenmenge, die noch nicht als Umschnürung in dem üblichen Sinne angesprochen werden kann, weil sie eine so geringe Erhöhung der Betonfestigkeit erzeugt, daß dies überhaupt nicht in Frage kommt. In diesem

2Ü.

'Stosstelle

I'

60 cmz

Ansicht

bged eckte Umschnürung

Geschnittene Umschnürung und Ansicht des Gusskörpers

==:.Schnitt a-b

2.70

000

11:

ctri

r*i

LU

A bb. 60. Versuche Nr. 2 und 3.

]M

- sz

PJL

H"t

Querschnitt.

Falle wurde die Festigkeit des Betons durch Kontrollbalken mit 58 kg/cm-Biegefestigkeit, also nur etwa 40 kg/cm² Würfelfestigkeit ermittelt.

Versuchsausführung und Resultate.

1. Druckversuch an einer Säule. Nr. I.

Die mit Gußeisen armierte rechteckige Säule wurde zentrisch in die Maschine eingespannt und die Zusammendrückung an den Schmalseiten über eine Meßlänge von 2 m mittels direkter Fernrohrvisierung auf zwei Maßstäbe gemessen, desgleichen die Ausknickung nach der Schmal- und Breitseite mit zehnfach übersetzenden Zeigerapparaten.

Herstellungstag der Säule 14. Juni, Prüfungstag 9. Juli 1912, Anfangs

last 5 t.

Last in t

Anmerkung

Zusammendrückung in Prozenten der Meßlänge

Ausknickung in mm .

bei A

bei B

bei C

bei D

0,0

0,0

0,0

0,0

25

25

50

75

100

100

125

150

200

200

225

250

275

300

300

325

350

375

400

400

0,000

0,000

0,010

0,020

0,030

0,045

0,000

0,050

0,065

0,085

0,100

0,115

0,005

0,115

0,130

0,150

o,i75

0,205

0,045

0,210

0,235

0,270

0,310

0,385

0,200

0,475

0,020

0,005

0,015

0,020

0,045

0,055

0,015

0,055

0,075

0,085

0,105

0,125

0,020

0,125

0,150

0,170

0,190

0,225

0,055

0,230

0,255

0,285

0,340

0,425

0,190

o,475

0,6

0,8

0,1

o,i

o,6

o,9

o,9

1,0

o,i

i.x

1,2

1,3

i,3

i,3

0,2

2,2³ ⁴ 5)

2,3

2,3

2,4

2,6

1,2

2,6

2,8

3,o

3,2

4,6

i,7

S,o

On tj- \q

i.Z

0,0

1,7

i.7

i,6

i,4

1,2

— 0,2

1,0

0,9

0,6

o,3

Knistern

**

3.3°

des Gußeisens allein i = 3,92 cm beträgt, so ist x —    = 0,842 und x² = 0,716. Die Knickfestigkeit des Gußeisens beträgt

= 2850 kg!cm².

9000

og —

Der Versuch ergab eine Bruchlast von.....

Es entfallen auf den Beton höchstens 1080 X 45

auf Gußeisen................

oder 3050 kgjcm². Da l = 3,3 m und der Trägheitsradius nach der Querrichtung

420 t

49 ..

37i t

1 + 3X2

Es ist also bereits hier bei einer 12%-Gußeisen-Armierung eine versteifende Wirkung trotz des schlechten Betons von 7% zu verzeichnen.

Bei zwei weiteren Versuchen Nr. II und III (Abb. 60) ergaben sich die folgenden Zahlen:

Nr.

Bruchlast

Beton

querschnitt

Würfelfestigkeit Bruchlast des Betons

Druckkraft

auf den Beton

auf das Gußeisen

= kgicm-

II

III

730 t 768 „

1320 cm¹

1320 „

261 kgjcm²

261

730 t 768 „

345 t 315 ..

385 t 423 ..

3210

3540

während die Rechnung, wie gesagt, bei dem Gußeisenkern allein nur 2850 kgjcm2 ergibt, d. i. eine Erhöhung der Knickfestigkeit des Gußeisens durch Versteifung bis um 25%. Von dem letztangeführten Versuch wird das Protokoll der Stauchung nach dem Prüfungszeugnis des mechanisch-technischen Laboratoriums der Technischen Hochschule in Wien angefügt.

Yersuchsprotokoll Nr. 811, 1912 b über einen Druckversuch an einer Säule. Nr. III.

Die mit Gußeisen armierte Säule von kreuzförmigem Querschnitt (Abb. 60) wurde zuerst zentrisch in die Maschine eingespannt und die Zusammendrückungen an den kürzeren Seiten auf eine Meßlänge von 2 m mittels direkter Fernrohrvisierung auf zwei mit den Enden der Meßstrecke fest verbundene Maßstäbe gemessen, desgleichen wurde die Ausknickung nach einer Breitseite mittels zehnfach übersetzenden Zeigerapparaten ermittelt. Herstellungstag der Säule war nicht angegeben. Prüfungstag 23. September 1902. Anfangslast 5 t.

Der Verlauf des Versuches bei zentrischer Belastung war der folgende:

Last in t

Zusammendrückung innerhalb der Ausknickung

in mm

Meßlänge %

bei A

bei B

bei C

25

50

75

100

0,010

0,010

0,005

0,005

0,005

0,010

100

125

150

175

200

0,005

0,015

0,015

0,020

0,030

200

225

250

275

300

0,030

0,035

0,035

0,045

0,055

300

325

350

375

400

400

425

450

475

500

500

525

525

550

500

600⁶)

0,055

0,065

0,070

0,075

0,080

0,015

0,085

0,095

0,105

0,115

0,120

0,020

0,120

0,125

0,130

0,140

o,i45

0,150

0,020

0,010

0,015

0,020

0,025

0,030

0,005

0,030

0,030

0,040

0,045

0,055

0,010

o,o6o

0,060

0,065

0,075

0,090

0,005

0,090

0,095

0,110 0,120 0,140 0,025 o,i55 0,170 0,185 o,i95 0,205 0,215 0,045

0,24

0,50

0,78

o,99

o,i3

0,90

1,04

CO

1,46

0,21

1,40

1,53

1,67

1,84

i,99

o,25 2,02 2 16

²,32

2,47

2,66

o,39

2,75

2,91

3,13

3,34

3,84

0,85

4,22

4,47

4,81 5,ii 5,73

Der Versuch wurde nun wegen der größeren Ausknickung abgebrochen und die Säule näher untersucht. Hierbei ergab sich, daß das Gefüge mit Ausnahme einer kleinen örtlich begrenzten Druckdeformation an einer Querrippe noch vollkommen unversehrt war, dagegen fanden sich am Fuß und an der

Kopfarmierung den halben Säulenquerschnitt durchziehende Hohlräume im Beton, und zwar an der Seite, welche sich beim Stampfen unten befand.

Auf meinen Wunsch wurden diese Hohlräume im Laboratorium der Hochschule, nachdem sie gründlich gesäubert und vom Staube gereinigt waren, mit „Metallzement“ (Druckfestigkeit 500—1000 kg/cm²) ausgegossen und die Säule wieder zur Prüfung eingespannt. Die Einspannung erfolgte exzentrisch mit 9 cm Exzentrizität (Abb. 61).

Abb. 61.

Exzentrische Belastung des Versuches Nr. III.

Die Exzentrizität durch zwei Eisenlamellen in der in Abb. 61 gezeigten Weise hat nur den Nachteil, daß sie eine Art Spitzenlagerung schafft, wie es den tatsächlichen Verhältnissen nicht entspricht, also gerade für den zur Dimensionierung maßgebenden Fall sehr ungünstige Verhältnisse schafft.

Der Versuch nahm in der Lastenfolge genau denselben Verlauf wie zuvor, nur wurde derselbe schon bei 500 t, d. i. bei der überschrittenen 3-fachen Sicherheit abgebrochen, um die Säule sicher nochmals verwenden zu können.

Last in 1

Ausknickung in mm

bei A

bei B

SO

100

150⁷)

200

250

300

300

350

400

450

500

0,13

0,10

0,30

0,65

1,05

1,30

0,10

1,40

1,70

2,10

2,60

3,oo

1,00

1,27

1,56

L99

L47

i,9i

2,34

0.43

2,34

2,81

3,39

4P4

5,3i

0,16

Nach dieser exzentrischen Belastung wurde die Säule wieder zentrisch eingespannt und bis zum Bruche ohne weitere Deformationsmessung langsam belastet. Die erreichte Maximallast betrug 768 t.

Der Höchstbelastung von 768 t (Abb. 62) entspricht bei Versuch Nr. III

= 192 t.

bei vierfacher Sicherheit eine zulässige Belastung von ?—

4

Das Auftreten der ersten Anzeichen von Abblätterung wurde bei 600 t

festgestellt.

Wollen wir uns bei der Berechnung der zulässigen Last an eine der Vorschriften halten, wie sie für Eisenbeton bestehen, so gelangen wir zu ganz niedrigen Ziffern. Wir müßten daher wenigstens die Versteifung berücksichtigen, welche das Gußeisen mittels des umschnürten Beton durch eine entsprechende Erhöhung des Trägheits-Radius erfährt.

Es ist in unserem Falle bei

;;

Ob= 261 kglcm, wenn man dasselbe i — 3,92 wie oben benützt, so ist

8000

4(i + 3*²) 2000

PZ = F

^- + Fr

IO

16

= 1320 X 26,1 -f- 120

;•

i -f 3X2 34452 4- 76,320 = 110,77.

Das ergäbe dann eine fast 7 fache Sicherheit, während der Eisenbeton bei den Säulen versuchen nur eine 4 fache Sicherheit zeigt.

Die österr. amtlichen Vorschriften

werden z. B. für einen Beton 1 : 3 eine Würfelfestigkeit von 170 kgjcm verlangen. Derselbe hat also eine Prismenfestigkeit von 0,7 X 170 = 119 kglcm² = 4 X 28 kglcm², im Vergleich zu der als zulässig erklärten Druckspannung von 28 eine 4 fache Sicherheit. Dasselbe Resultat zeigen die Versuche des Deutschen Eisenbeton-Ausschusses Heft 5 von Prof. Rudeloff. Siehe auch Beton und Eisen 1910, Heft XIV, gelbe Beilage S. 10.

Wenn man also dem Gußeisen die sonst übliche Abminderung gibt, so ist dies zu weitgehend. Man muß die Versteifung aus der Umschnürung berücksichtigen und gelangt so zu einer zulässigen zentrischen Last von wenigstens 150 t mit 5facher Sicherheit. Für uns bleibt ferner die Tatsache von Wichtigkeit, daß die ersten Rißerscheinungen bei 600 t, also erst bei einer mehr als 4 fachen Überanspruchung, und der Bruch erst bei einer 5,1 fachen Größe eingetreten ist.

Bei den letzten drei Versuchen Nr. I bis III sind zwei Vorkommnisse höchst bemerkenswert und für die Verwendung dieses neuen Baumaterials von maß-

LS

I 11

■zj*:

*j

Abb. 62. Versuch 111.

gebender Wichtigkeit. Es zeigt zunächst der Versuch Nr. I, daß eine derartige Säule, selbst wenn sie aus jungem oder, was dasselbe ist, aus ganz schlechtem Beton entsprechend der nachgewiesenen Druckfestigkeit von 40 kg/cm² besteht, trotz der deswegen mangelhaften Versteifung eine immerhin hinreichende (2,5) Sicherheit bietet. Es zeigt weiter der Versuch III, daß beim Gebrauch eines guten Betons ein Fehler in der Betonierung an der durch Überdimensionierung verstärkten Stoßstelle ebenfalls ohne böse Folgen für die Konstruktion bleibt. Aus dem übereinstimmenden Resultat der Versuche II und III geht hervor, daß meine aus kleinen Versuchen abgeleiteten Regeln auch für diese großen Abmessungen volle Geltung haben und daß die

fte'⁵

.x

.X*

Stauchung

-5>    S>    'S    Äi

7x'

,X'

.X

X*

,.x*

<\9S"ß

ü'

<X

Versu

100'

!ZS

,f

17S ’

zoof

Z2sf

Abb. 63. Die Stauchung bei Gußeisen allein und mit verschiedenen Qualitäten Beton.

mit ihrer Hilfe abgeleiteten zulässigen Belastungen eine mehr als 4 fache Sicherheit auf weisen.

Eine weitere für die Beurteilung wichtige Erscheinung betrifft die Größe der unter den zulässigen Lasten nachgewiesenen Stauchungen und die Sicherheit gegen das Auftreten der ersten Risse. Man darf sich nicht durch die keinesfalls analogen Verhältnisse beim reinen umschnürten Beton irreführen lassen. Aus den vorliegenden Versuchen und vielleicht noch deutlicher aus jenen in Tabelle auf Seite 49, sowie endlich bei den in Verbindung mit der Schwarzenbergbrücke im letzten Abschnitt ausgeführten Versuchen und auch aus der Belastungsprobe dieser Objekte, geht die Unrichtigkeit solcher Vermutungen klar hervor.

Es konnte bei Versuch I bei 350 t, d. i. also bei einer mehr als doppelten Nutzlast, ein Knistern gehört werden. Diese äußerlich nicht sichtbare Erscheinung wiesen die Versuche Nr. II bis III bei 460 resp. 5001 auf, während das Auftreten kleiner äußrer Risse erst bei 600 t, also bei einer mehr als vierfachen Nutzlast eingetreten ist. Das frühe Abwerfen der Schale bei umschnürtem Beton ist eine Folge von Ungleichmäßigkeitserscheinungen, wie sie der starke gußeiserne Kern nicht zuläßt. Die Stauchungen mit den zulässigen Lasten betrug bei Versuch Nr. III 0,15 mm pro laufenden Meter. Gegenteilige Behauptungen zeigen, wie leicht selbst erprobte Forscher, welche jedermann als berufen erscheinen müssen, richtig zu urteilen, ohne versuchsmäßige Unterlagen, durch bloße Parallelschlüsse zu irrigen Äußerungen verleitet werden können. Daraus entstehende, unbegründete Bedenken sind imstande, einen technischen Fortschritt für die lebende Generation zu nichte zu machen, wie dies z. B. beim Eisenbeton im Jahre 1835 geschehen ist.*)

Ich habe im Jahre 1908 in Beton und Eisen S. 309 zuerst die wirkliche Größe der in Säulen und im Eisenbeton unter den zulässigen Lasten auftretende Spannung abgeleitet, d. i. also, wenn man die erste Verwendung dieser Säulen mit dem Jahr 1894 ansetzt — 14 Jahre später. Ich erwähne dies nur, weil ich mich nicht verpflichtet fühle, jetzt bereits dieseFrage bei Säulen aus umschnürtem Gußeisen schon erschöpfend zu behandeln, verspreche aber, dies jedenfalls früher als in 14 Jahren zu vollbringen. Die Gründlichkeit, welche man oft fordert, ist eine schöne Sache, aber es gibt eben Grenzen, die jedem nach seiner physischen Leistungsfähigkeit gezogen sind. Ich glaube, diesen trostreichen Hinweis auf ein anderes Material im vorliegenden Falle als Entschuldigung anführen zu dürfen.

Zur vorläufigen Orientierung diene Abb. 63, welche uns die Stauchungsergebnisse, bezogen auf den Gußeisenquerschnitt, darstellt, wenn man diesen Gußeisenkern zunehmend mit Beton verstärkt. Es finden sich dort zwei Ergebnisse mit zwei Gußeisensorten dargestellt. Im Vergleich zu dem Versuch Nr. I mit weichem Beton von 40 kg/cm² Druckfestigkeit sehen wir, daß im Anfangsstadium, das dort dargestellt ist, die Mitwirkung selbst des weichen Betons noch nicht voll eintritt. Die Zunahme an Festigkeit ist noch klein, dafür ist aber auch der Einfluß ein geringer. Die Stauchungskurve der großen Säule Nr. I von 3,3 m Länge ist fast identisch im Verlauf mit dem aus den kleinen Gußeisenprismen gewonnenen Resultaten, obwohl auch bei Nr. I bereits der Einfluß des Betons deutlich genug hervortritt. Dagegen zeigen die Säulen III und IV eine wesentlich deutlicher hervortretende Mitarbeit des Betons. Die dort vorhandene Betonfestigkeit von 218 resp. 230 kgjcm¹ kann und soll als nicht etwas besonderes gelten, sondern uns eine untere Grenze für die Güte des Betons vor Augen führen, wie er bei solchen Bauten in Frage kommt. Die Kurve des Versuches Nr. IV von S. 63 ist dabei nur soweit eingetragen, *) Beton und Eisen 1913 S. 169.

als dies zur Bestätigung der Resultate nötig erscheint. Sie zeigt mit den anderen übereinstimmend, daß der Beton, gleichgültig ob er 40, 200 oder 400 kg/cm2 Festigkeit besitzt, nur einen verhältnismäßig g e r i n g e n Zuschuß liefert, daß er aber immer nur soviel Last übernimmt, als er verträgt und seine Festigkeit erst gleichzeitig mit der des Gußeisens erschöpft wird; es ist daher die Frage nach der effektiven Betonspannung unter der zulässigen Last von ganz untergeordneter Bedeutung sowohl für die Sicherheit gegen Bruch als auch gegen das Auftreten von Rissen oder Druckerscheinungen. — Aus weiteren Versuchen, deren Veröffentlichung ich mir für später Vorbehalte, geht hervor, daß, wenn der Querschnitt nicht genügend steif ist, außer der Abminderung der Festigkeit des Gußeisens auch die Betonfestigkeit — je nach der erzielten Stauchung — nicht voll ausgenützt wird, also die Gleichung 1 eine dahingehende Einschränkung erfährt, wenn nicht der Konstrukteur für die Erhaltung der Steifigkeit Vorsorge trifft. Die Gleichung 1 ist also von dem Erreichen einer bestimmten Stauchung abhängig und auf diese Weise von der Steifigkeit des Querschnittes, was ich der Vollständigkeit wegen hier noch anführe.

In allen wesentlichen Punkten, welche die Brauchbarkeit und Verläßlichkeit dieser Baumaterialien betreffen, glaube ich die Frage erschöpfend behandelt zu haben.

Ich möchte es schließlich nicht unterlassen darauf hinzuweisen, daß alle diese Versuche mit Perlmooser Portland-Zement gemacht wurden und daß ich der Fabrik und insbesondere Herrn General-Direktor Pierus zu großem Dank für das Entgegenkommen verpflichtet bin, mit dem man meine für einen Privatmann ungemein kostspieligen Arbeiten unterstützt hat und es mir so ermöglicht hat, in denselben möglichst vollständig zu sein.

Emperger Neuere Bogenbrücken.

Umbau bestehender Gußeisenbrücken*

Eingangs haben wir mehrere größere bestehende Gußeisenbrücken dargestellt. Manche derselben sind auch heute noch als technisch hervorragende Konstruktionen anzusehen. Ihr Vorkommen ist in manchen Gebieten keinesfalls so selten, wie man glaubt. Nur in Nord-Deutschland sind sie mit Stumpf und Stiel ausgerottet worden. Jedenfalls ist diese Bauweise so in Vergessenheit geraten, daß es Fachleuten meist unbekannt ist, daß so mancher

4-

-5-

\—l.S8 -l— 13.275

12730 -

>26«

■S.U8Z

-7586

•a'S V;-, l* .ur

2+23

-— 22/2--1--22/2

a) Ansicht.

S8W

b) Querschnitt.

Abb. 64. Die Überfahrtbrücken, der K. F. Nordbahnen.

wichtige Straßenzug auch heute noch Brücken aus Gußeisen enthält. Es ist, wie erwähnt, England, und auf dem Kontinent, Frankreich und Österreich noch reich an derartigen Bauten. Bei den sich stetig mehrenden Verkehrslasten und den gleichzeitig wachsenden Verkehrsgeschwindigkeiten ergibt sich häufig die Notwendigkeit, daß die Brücken umgebaut werden müssen. Es wird dann gewöhnlich, ohne etwas anderes in Erwägung zu ziehen, die Gußeisenbrücke ausgewechselt. Deshalb und nicht etwa wegen ihrer Baufälligkeit

sind die Gußeisenbögen nach und nach durch moderne Formen ersetzt worden. Auf diese Weise ergab sich mir die Gelegenheit, einen Umbau eines gußeisernen Bogens vorzuschlagen. Es liegen im Zuge der Linie Prerau—Brünn 10 Überfahrtbrücken, wie sie Abb. 64 zeigt, die alle aus dem Bahnbaue der sechziger Jahre stammen. Die Linie war bis vor kurzem im Privatbetrieb und ist dies wohl mit ein Grund, der diese Brücken vor der Auswechslung bewahrt hat. Die vorliegende hat, wie aktenmäßig erwiesen, während ihrer

---.U

—'!5-----

<M

<\i

7S8Sm

4^74/

^— 6,6.37

Celanderrwtte!

L.

Abb. 64 c. Grundriß.

Ir" h-b

’c-

=/

;li

Lji

M’-'V

r'-''

K-?

r4

V-'

<* ♦<?£

u-Zcm 53 1-*

\W\lUjj

ui«*asp‘

u*

a*

^c<ny

Abb. 65 und 66. Längsschnitt und Rekonstruktion mit umschnürtem Beton der Abb. 64 a.

Lebensdauer von fast einem halben Jahrhundert nicht die geringsten Unterhaltungskosten verursacht, außer dem vorgeschriebenen, stets zu erneuernden Anstrich. Die Fahrbahn ist entsprechend dem damaligen Stande der Praxis äußerst schwer aus kleinen Granitgewölben zwischen gußeisernen Querträgern von 2,20 lichter Weite hergestellt. Diese Gußeisenträger liegen auf dem Fachwerksknoten des Dreigelenkbogens auf. Die Diagonalen, die ebenfalls aus Gußeisen hergestellt sind, erfahren Zug- und Druckbeanspruchung. Auf die Frage, wie diese Brücke umgebaut werden soll, zeigt die Abb. 65 im Prinzip meinen

diesbezüglichen zur Ausführung bestimmten Vorschlag. Es wurde die Wirkung der Diagonale beseitigt und eine Umschnürung des Gußeisenbogens angeordnet. Die beiden umstehenden Zeichnungen bedürfen nur weniger erläuternder Worte, um das Prinzip klarzulegen. Um die Wirkung der Diagonalen ausschalten zu können, verwandeln wir den Bogen, der bislang als Fachwerk wirkte, in einen vollwandigen (Abb. 66). Ob die Diagonalen tatsächlich entfernt werden oder nicht, ist dadurch eine nebensächliche Frage geworden. In der homogenen Betonmasse können sie nicht zur Wirkung gelangen. Auf die Wirkung des gußeisernen Obergurtes könnte man verzichten und lediglich die im vorliegenden Falle im Viertelpunkte ioo cm2 Gußeisen enthaltende Fläche des Untergurtes als wirksam beibehalten. Dieser wird mit einer Umschnürung in der gezeichneten Weise umgeben. Zur Aufnahme der Zugkräfte, welche in den Querschnitten durch die exzentrischen Druckkräfte hervorgerufen werden, dient eine Bewehrung von 4 0 26 mm, welche rechts und links neben dem Gußeisenobergurt verlegt werden können. Auf diese Weise ist eine Erhöhung der Bruchsicherheit leicht zu erreichen, und es genügt eine derartige Konstruktion den weitgehendsten Ansprüchen unserer modernen Verkehrsmittel. Im vorliegenden Falle beträgt die Inanspruchnahme bei Zugrundelegung einer Gußeisenfestigkeit von 5000 kg/cm² im Maximum 800 kg/cm² und im Beton = 32 kg/cm². Die Qualität des Gußeisens soll erst durch eine Erhebung- am Bauwerk selbst festgestellt werden. Es ist jedoch durchaus nicht zu erwarten, daß die Festigkeit des Gußeisens geringer als 5000 kg/cm² sein wird, da man zu der Zeit der Errichtung dieser Brücke in den sechziger Jahren noch ausschließlich Holzkohlen zur Beschickung verwendete und derart aufgeschlossene Erze Qualitätsmaterial liefern, als welches das damalige Krainsche Material allgemein bekannt ist. Die gußeisernen Querträger können in einfacher Weise unterfangen werden, indem man entsprechend dem monolithischen Charakter des Betonbaues die Querverbindung als Wand ausbildet, auf der die alten Querträger aufsitzen. Diese steifen Wände lassen eine Deformation der Gußeisenträger nicht zu und übernehmen daher deren Rolle. Die Details des Umbauprojektes, wie es ursprünglich geplant war, hier anzuführen, würde zu weit gehen. Es sei nur erwähnt, daß diese Art des Umbaues eine Ermäßigung der Kosten von rund 50% gegenüber jenen Ausgaben bedeutet, welche eine Neuherstellung der Brücke verursacht hätte, wobei jedoch die Kosten der Abtragung der äußerst soliden alten Brücke nicht mitgerechnet sind, was noch zugunsten dieser Lösung in Betracht käme.

¹

Nachgewiesen in der Zeitschrift d. österr. Ing.- u. Arch.-Verein 1897 durch den Verfasser.

4¹

²

Der Einheitlichkeit wegen ist der Eisenquerschnitt auf den Gesamtquerschnitt bezogen, obwohl sich die Umschnürung nur auf den Betonquerschnitt geltend macht,, also jedenfalls stärker wirkt.

³

Wahrscheinlich Apparate verschoben worden.

⁴

Wegen Abblätterung des Betons konnte nicht mehr abgelesen werden. Der Bruch trat bei 4207 allmählich ein; die Säule knickte in der Richtung nach D aus.

⁵

Der Versuch war für 175 t zentrisch gebaut worden.

⁶

Es ist wichtig, daß bis zu dieser Last keine irgendwie nennenswerte äußere Riß-•erscheinung beobachtet werden konnte, wie dies aus dem Fehlen jeder diesbezüglichen Anmerkung hervorgeht. (Der Verfasser.)

⁷

Der Versuch war für 150 t exzentrisch gebaut.

Welche Form ist für eine Brücke die beste?

Die drei Hauptforderungen, die wir an jedes Bauwerk, insbesondere aber bei einem Brückenbau, stellen müssen, sind Wirtschaftlichkeit, Sicherheit und Schönheit. Sie lassen sich in einer Lösung vereinigen, um so mehr als die statisch richtige Lösung einerseits mit der Ökonomie und andererseits mit unserem Schönheitsgefühl Hand in Hand gehen kann und soll. Für alle diese Fragen ist die Form des Brückenträgers maßgebend, weil sie auch das Konstruktionssystem bestimmt. Bei den Erwägungen, welche Form des Tragwerkes allgemein ohne Rücksicht auf besondere örtliche Verhältnisse den Vorzug verdient, muß man, wie in allen Fragen der Technik, bei gleicher Sicherheit, dem billigeren Konstruktionssystem den ersten Rang einräumen und dies um so mehr, als dasselbe sich den Vorrang nur zu häufig, selbst auf Kosten der Güte und Schönheit, zu verschaffen versteht.

Der so wichtige Nachweis der Wirtschaftlichkeit ergibt sich bei jeder Neuerung erst in der Praxis. Es soll daher nicht weiter versucht werden dieselbe hier für das umschnürte Gußeisen eingehend zu erweisen, um so mehr als die Kosten einer Brücke eine Resultierende von verschiedenartigen Komponenten ist, die einer fallweisen Untersuchung bedürfen und auch von der vorgeschriebenen Sicherheit und von der Ängstlichkeit der betreffenden Baubehörde abhängen. Von anderen dabei oft maßgebenden Umständen sei die häufig gestellte Forderung, daß die Kämpfer über dem höchsten Hochwasser anzuordnen sind, erwähnt, um zu zeigen, wie oft Bogen-Lösungen durch oft unbegründete Bedingungen technisch unmöglich gemacht werden und wie schwer es ist, in dieser Hinsicht allgemeine Behauptungen aufzustellen. Wir kommen auf die Frage der Wirtschaftlichkeit später wiederholt zurück.

Das Gewölbe, resp. der Bogen, kann mit seiner fein geschwungenen Traglinie als jene Form bezeichnet werden, welche durch ihre einfache Klarheit den Architekten wie den Ingenieur gleichmäßig befriedigt. Die graziöse Form und die schöne Silhouette sind von nicht unbedeutender Werbekraft, weil sie, wie keine zweite, das Symbol des Tragens zum Ausdruck bringen. Trotzdem finden wir, daß in der modernen vom Eisen beherrschten Technik der Bogenbrückenbau vernachlässigt worden ist, da sich diese Form für den Eisenbau nur selten eignet, der für kleinere und mittlere Spannweiten das Fachwerk, für große die Hängebrücken vorzieht. Selbst der Eisenbeton hat bisher mit der rühmlichen Ausnahme der von Hennebique in Rom erbauten Brücke*) von ioo m Spannweite und im Mittelteil 1/13 Stich sowie einigen amerikanischen

*) Beton und Eisen 1912. Siehe auch erweiterter Separatdruck von Dipl.-Ing. Th. Gesteschi. Verlag W. Ernst & Sohn Berlin.

7o

Brücken*) nicht die von ihm erwarteten Fortschritte in den Bogen-Spannweiten gezeitigt und es stehen die schon früher mit reinem Beton resp. mit Quadern erzielten Spannweiten und Stichverhältnisse auch heute noch unübertroffen da.

Mit der Einführung des Eisens im Brückenbau wurden die Bogenbrücken aus Stein und ähnlichen Materialien, bei denen die Einspannung als etwas zu dem Material gehöriges erscheint, als veraltet behandelt. Es wurde ihnen die dem Eisen entsprechende Gelenklösung aufgezwungen und ihre Anwendung auf die erwähnten Fälle beschränkt, wo eine monumentale Wirkung gefordert wurde. Die anfänglichen Versuche der Eisenbetonkonstrukteure, auf diesem Gebiete Neues zu schaffen, wurden durch eine Theorie unmöglich gemacht, welche die Druckwirkung des Eisens entsprechend dem Elastizitätsverhältnis auf n = 15 einschränkt und so eine erhöhte Druckausnützung unmöglich macht. Man ist deshalb auch im Eisenbeton vielfach zu dem reinen Betonbogen zurückgekehrt und hat sich darauf beschränkt, den Gewölben durch einige wenige Eisen eine erhöhte zulässige Zugspannung zu verleihen und nur den Überbau aus Eisenbeton herzustellen. (Siehe Handbuch für Eisenbeton, 2. Aufl., Band VI, Bogenbrücken, S. 661, Zusammenstellung bemerkenswerter Bogenbrücken.)

Nur bei kleinen Spannweiten von 25 m und weniger erweist sich der Eisenbeton dem reinen Betonbcgen als gleichwertig, wie dies durch den Bau einer Reihe von schönen Viadukten**) bewiesen ist. bei denen hauptsächlich die leichte Pfeilerkonstruktion bemerkenswert ist.

Das große Eigengewicht der Tragkonstruktion ist ein Nachteil des reinen Betonbaues und auch des Eisenbetons, der diese Materialien von ihrer Anwendung bei größeren Spannweiten mit Gelenken wirtschaftlich ausschließt. Das ist ein Umstand, der sich bereits auch bei mittleren Spannweiten unangenehm bemerkbar macht. Bekanntlich leiden bereits Eisenbrücken von größeren Spannweiten unter einem Überfluß an Eigengewicht und einem Mißverhältnis zwischen Nutzlast und Eigengewicht. Die meisten europäischen Brückenvorschriften versuchen diesem Umstand in der Weise Rechnung zu tragen, daß sie bei großen Spannweiten bis 25 % höhere zulässige Spannungen erlaubten. Ich gebe der in Nord-Amerika üblichen Fassung den Vorzug, welche dasselbe dadurch erreicht, daß sie die Wirkung des Eigengewichts mit dem halben Wert (also mit der halben Sicherheit) einsetzt. Natürlich steigert sich dieses Mißverhältnis bei mittleren und großen massiven Bögen in der Weise, daß dort die Nutzlast eigentlich gar nicht mehr in Frage kommt. Der Vorteil bei kleinen Spannweiten, daß die spätere Änderung der Fahrbetriebsmittel nicht mehr in Betracht kommt, wird dann zu einer Kalamität, da der Preis kein Verhältnis zu dem erzielten Nutzeffekt zum Ausdruck bringt. Eine Verminderung des großen Eigengewichtes bei großen Bögen auf jenes Maß herab, daß eine An der ung des Gewichtes der Fahrbetriebsmittel ohne Einfluß auf das Bauwerk und die gute

*) Beton und Eisen 1913. Seite 114 und 151.

**) Beton und Eisen 1913, S. 56 und 88.

H

<>11026

i

089 //

^ mm i

*IU

Abb. 69.

~~    Mittelpfeiler.

, 170.50

mr

ymy

3

Y

fl

4?«

rimA

AmiAi

V9nn h

J

§1

‘snsr

ft- GG5-~

J

, H H.W. +10574

T /V. w. i-103.00 Lichte Weite WMm

110^3.00^3.00^

0

Abb. 67 a. Brücke mit niedrigen Pfeilern.

rr-wm

CSU

SSSf-------

m

1

Abb. 67 b. Querschnitte.

TS

—*fh-tf/'*--Pi-

■*K

IfCy

-K

, 16970

-jjjyjj Mm¹ 1 1 1 j 11 |jm

JdSSeML/OOfJ

r 158.30

-----

3

«M*

•wgasi

-xNwx^\'

\\

(ferß

ft?

\' ■ ■ ■

.30

wM,

Abb. 68. Endwiderlager.

\tMß_

Abb. 70. Bogenbriicke auf hohen Pfeilern.

'~c

*

/

. /

ft

*5

Sä

,16923

rm

mm.

ftP

M

c5';

³6>l

3#,

Ob.

>V.

Beziehung zwischen Nutz- und Eigenlast gewahrt bleibt, muß also als günstig für das Bauwerk bezeichnet werden. Eine solche Herabminderung des Eigengewichtes bei weitgespannten Bogenbrücken ändert an ihrer Güte nichts, um so mehr als das Eigengewicht der Brücken aus umschnürtem Gußeisen immer noch etwas mehr als jenes von Eisenbrücken beträgt.

Das beste Verhältnis zwischen Eigengewicht und Nutzlast ist, wenn der Einfluß der Nutzlast etwa 15% beträgt und 25% nicht übersteigt. Es kann dann selbst eine nach Jahren eintretende Erhöhung der Nutzlasten, ebenso wie auch ihre erhöhte Stoßwirkung nicht gleich einen vollständigen Umbau erfordern. Eine Erhöhung der Nutzlast selbst um 50% ergibt dann nur Einflüsse von 10 % auf den gefährdeten Querschnitt. Ein geringeres Eigengewicht ergibt eine empfindliche Brücke, eine schwerere Lösung des Tragwerks kann man auch ohne Angabe der Nutzlast konstruieren. Bei Bögen kommt hiebei noch der Umstand der einseitigen Belastung in Betracht und die dafür sich ergebende zweite Stützlinie im Widerlager resp. Pfeiler, welche (siehe Abb. 68) von der Größe obigen Verhältnisses zwischen Eigengewicht und Nutzlast abhängt.

Ein Weg, wie der hier gezeigte, der es ermöglicht, weitgespannte Bogenbrücken wirtschaftlich herzustellen, wird zu ganz anderen Kostenvergleichen als bei den bestehenden Methoden Anlaß geben. Ein Flußlauf oder Tal, die sich heute mit 3 Spannweiten ä 40 m als beste Lösung überbrücken lassen, werden unter Ersparnis der 2 Mittelpfeiler mit ihren sehr tiefen Fundamenten einem Bogen von etwa 100 m Platz machen, wobei eine solche Bogenbrücke dauerhafter ist, weil sie ein günstigeres Verhältnis zwischen Nutzlast und Eigengewicht zeigt, wie jede der einzelnen Brücken von 40 m Spannweite.

Wenn wir heute einen Viadukt von mäßiger Höhe, von etwa 25 m bauen wollen, so ergibt die verfügbare geringe Spannweite ein Bauwerk, dessen Kosten durch die Herstellungskosten der Pfeiler bestimmt werden; bei Abständen von 25 m und weniger ist man gezwungen, diese Pfeiler unter Ausgleich des beiderseitigen Horizontalschubes so schlank zu machen, daß das Ganze aussieht wie ein Kartenhaus, während derselbe Viadukt mit eingespannten Bogenrippen von größerer Spannweite und Stich die Ausbildung von Gruppenpfeilern erlaubt, bei denen der Bogen sich auf das Fundament aufsetzt. Eine derartige Lösung wird auch bei einem Viadukt von bescheidener Höhe in der Abb. 67 gezeigt. Dieses Projekt ist eine Variante zu einem Dreigelenkbogen von 30 m Spannweite und 9 m Stich. Die Abb. 68—69 zeigen den Verlauf der Drucklinie am Endwiderlager wie in den Pfeilern, welche letztere für jede Spannweite ganz unabhängig ausgebildet wurden. Es ist auf diese Weise gegenüber den nicht stabilen Dreigelenkbogen eine Lösung geschaffen worden, die mit geringen Kosten zuverlässige Ausbildung der Fundamente und der massiven, auf den Tragrippen ruhenden Fahrbahn erreicht, was bei dem amtlichen Projekt nicht der Fall war. Die eingelaufenen Angebote lassen in diesem Falle, trotz der fast doppelt so großen Spannweite, auf die-

selben Kosten schließen. Ein großer Preisunterschied ist in diesem Falle deshalb nicht zuverlässig nachweisbar erweisbar, weil eine Ersparnis an den Pfeilern bei einem so niedrigen Viadukt nicht vorhanden ist und ein Tragwerk von der doppelten Spannweite sonst keine nennenswerte Ersparnis ergeben kann. Deutlicher ist das bereits bei dem Projekte Abb. 70 ersichtlich, wo eine nur wenig abweichende Spannweite von 64,0 m angewendet wurde und trotzdem ein Flußpfeiler erspart werden konnte. Auch in diesem Falle ist aber dabei die Stabilität für jeden der Bögen angestrebt, die man sonst vernachlässigt.

Ein Beispiel, wie sich eine Sparsamkeit am unrichtigen Orte durch den Bau zu schlanker Mauerwerkspfeiler rächt, selbst wenn denselben keine Momente zugewiesen sind, ist der bevorstehende Umbau der Trisanabrücke.

^ Sie könnte sich wohl rühmen, den höchsten Pfeiler zu besitzen, — nur ist derselbe heute nach 30 Jahren bereits abbruchreif. Ebenfalls in ungünstiger Weise ist heute der Eisenbeton-Konstrukteur in jenen Fällen beschränkt, die, wie z. B.

Jj

eSi **

%>*a®

ssr

M9

Abb. 71. Eisenbahnbrüeke über den Varfluß in Frankreich.

bei der bekannten größten Eisenbahnbrücke dieser Art über den Varfluß,*) eine Bogenanordnung mit aufgehängter Fahrbahn enthalten, bei welcher die Tragrippen über die Fahrbahn hinausgeführt werden, wo also das in der Folge ausführlich dargelegte Prinzip einer weit ausladenden Konsole, an der dann der eigentliche Bogen anschließt (Abb. 71), ausgenützt wird.

Um solche Konstruktion in massiven Formen ausführen zu können, muß es möglich sein, diese Mittelspannweite in leichteren tragfähigen Abmessungen auszuführen, als dies die gewöhnliche Betondruckfestigkeit gestattet. Hier ermöglicht das umschnürte Gußeisen Lösungen, die sich ganz wie in Eisen ausführen lassen.

Für die Rückständigkeit unserer heutigen Praxis im Bogenbrückenbau, der sich nur selten über eine Spannweite von 30, und nur ausnahmsweise 50 m hinaus wagt, scheint mir der Umstand maßgebend, daß man sich über die Mitwirkung der Widerlager im Bogenbrückenbau und ihre richtige Ausnützung

*) Beton und Eisen 1913, Seite 154.

Man scheut sich unter Umständen nicht, recht zweifelhafte Pfeilerbauten auszuführen, insbesondere wo kein Horizontal-schub vorkommt, ohne sich um bessere Methoden, mit welchen auch diese Kräfte zu bewältigen und auf ein unschädliches Maß zurückzuführen sind, viel zu kümmern. Dies hat zur Folge, daß man den eingespannten Bogen fast nur in bescheidenen Grenzen und in jenen unbedingt sicheren Fällen gebaut hat, wo entweder Felsgrund da war oder wo so riesige Mauerwerksklötze, die einen Fels vortäuschen sollten, angeordnet wurden, und sofern für den Bau solcher

nicht recht im klaren ist.

NQ8,9,10u1t.

Id²

-. IhDW-

e>“T

L5»!2r

f- 5Q—-*i

Abb. 72. Freiaufliegende Balken ohne Voute. Versuche des österreichischen Eisenbeton-

Ausschusses.*)

Bogenbrücken, trotz ihrer hohen Kosten, Schönheitsrücksichten ausschlaggebend waren. In allen anderen Fällen hat man, wenn ein Bogen überhaupt in Frage kam, mit Vorliebe zum Dreigelenkbogen gegriffen und die Gefährlichkeit der Teilung (siehe Unfall in München) durch sehr sorgfältige Anordnungen zu beheben versucht. Der Unterschied in der Auffassung der von mir bei zusammendrückbarem Untergrund ins Auge gefaßten Widerlager formen und der bisher allgemein üblichen Mauerwerksklötze ist derselbe, wie der bei einer Sperrmauer aus Eisenbeton und der üblichen nur auf die Schwerkraft

-180

NftS9.

I    —1    - - - 30 - \*|

----- - 80

-2# 5

-o4-

- • - im

«c*

J Ba/ktn Z9 - Bruchlast 5368 kg

* ——---i—

2$ 5

3? <2TT1

<>

*-

di

KJ

1-----{-50---!

H⁶K

:*r

--.-50----

-100-

+ 400--

Abb. 73. Freiaufliegende Bogenbalken mit mittleren Vouten.

vertrauenden massiven Formen von Staumauern. Der Mauerwerksklotz erhält jetzt an einer durch das Gelenk festgelegten Stelle von dem Dreigelenkbogen * einen Horizontalschub und wird unter Berücksichtigung der Randspannung im Fundament als vollständig gesondertes und nur auf seine Schwerkraft angewiesenes Konstruktionsglied gegen Verschiebung versichert. Nach meiner Auffassung dagegen wird das Widerlager und der Bogen als eine statische Einheit ausgebildet, wobei aber der letzte Teil mit Rücksicht auf das elastische Verhalten in der Fundamentfuge dimensioniert wird. Dieser Zusammenhang kann eine schädliche Verdrehung am wirksamsten verhindern. Gewöhnt, bei Stützmauern

*) Siehe Heft IV der Berichte des österr. Eisen-Beton-Ausschusses. „Versuche mit eingespannten Balken.“ Verlag Deutike, Wien—Leipzig 1913.

den aktiven Erddruck als nicht vorhanden anzunehmen, verlangt man etwas Ähnliches bei der Rückwirkung des seitlich anstehenden Erdreichs und übersieht, daß dort die Verhältnisse doch wesentlich andere sind. Die Widerlager, die als Fortsetzung des Bogens resp. als Seitenwände eines Rahmens ausgebildet sind, bilden innerhalb der zulässigen Grenzen, ebenso zuverlässige seitliche Stützen, wie die horizontale Auflagerung der Schwerkraftwiderlager. Es ist wohl möglich, daß ein Nachbarbogen einstürzt und so ein Horizontalschub auf den Pfeiler einseitig wirkt. Es ist dagegen gewöhnlich baumechanisch nicht begründet, die Möglichkeit der Entfernung der seitlichen Bogenhinter-füllung in Betracht zu ziehen. Es ist nur sein Nachgeben zu berücksichtigen, das innerhalb der als zulässig angesehenen Belastung elastisch sein muß.

In welchem Maße endlich durch die Unterteilung der Tragkonstruktion — in Bogen und Widerlager — die Tragfähigkeit des Bogens herabgesetzt wird,

<■*«

Abb. 74. Bruchbild von Balken Abb. 73.

läßt sich aus meinen Versuchen mit frei aufliegenden und eingespannten Bogenbalken nachweisen, wie dies im IV. Berichtsheft des österreichischen Eisenbeton-Ausschusses*) mitgeteilt ist. Beim Balken verfällt man leicht auf Grund von Vorurteilen ins andere Extrem und behauptet, ein Balken (Abb. 72) übe — in völligem Verkennen der Wesenseinheit aller Tragwerke, ob sie nun Bogenbalken oder -Rahmen heißen mögen — keinen Horizontalschub auf die Widerlagermauer aus. Die beiden Abb. 73 und 75 zeigen Versuche von gewöhnlich an frei aufliegenden Balken ohne und mit Vouten, sogenannte Bogenbalken, die als Zweigelenkbogen wirken; sie haben 4 m lichte Weite und 30 resp. 50 cm Stich, also ein bei Bogenbrücken bereits vorkommendes Stichverhältnis von 1/13 bis 1/8. An dem Gelenkpunkt trat nur jene Bewegung ein, wie sie sich durch das Nachgeben des ganzen Mauer-Widerlagers ergibt, ohne daß sich der Auflagerpunkt der Bogenbalken etwa verschoben hätte, und es war eine *) Verlag JDeutike, Leipzig—Wien 1913, Preis 10 M.

deutliche Verdrehung um die Kante der Auflagermauer ersichtlich (Abb. 72). Dabei hat der gewöhnliche Balken (Abb. 72) eine Bruchlast von 3800—4200 kg gezeigt.

Der frei aufhegende Bogenbalken hat eine gleichförmig verteilte Bruchlast von 5668 kg bei Abb. 73 und 7000 kg bei Abb. 75 besessen. Diese Ziffer wurde mit Hilfe eines von den Widerlagsmauern ausgeübten Horizontalschubes durch die Wirkung des so entstandenen negativen Momentes erzielt Dies geht aus

'joooKg

N==;3Q. Ba/hen 30-Bruchlast

I”

■*::2

F-

-80

rQ -

100

C k 24>12

-50---«|

62

58

T SV?

F-----t so -4

■2 mk

*16 5- -

u.

K16 5

W/////////////;,

100

20U

Abb. 75. Freiaufliegende Bogenbalken mit großen Vouten.

' . V 5    ■

der Tatsache hervor, daß derselbe Balken, frei aufliegend ohne Vouten (Abb. 74), wo der Horizontalschub nur die Dehnung der Zugfaser hindert, sonst aber kein Moment erzeugen kann, nur 4000 kg getragen hat, sobald wir aber denselben Balken zunächst ohne Vouten und dann in der in Abb. 76 dargestellten Weise eingemauert hatten, ergab sich eine Bruchlast von 16900 resp. 27888 kg, also nahezu das Fünffache. Der Vergleich der Versuche Abb. 73 und 76 zeigt, daß die Tragfähigkeit eines Zweigelenkbogens auf Pfeilern von ähnlichen

. ^///////////////////Ä~ “ J

ZIEGEL ^    !

f'-'-ilül

58 I

s!

1—cv    V¹°?

14>5A \

-100—

i_A

l'T

-- 60--

<l>5

20-1

-<4

1

h 165 >1

31112mm f<-----j- ^0--*1

I

----f 400

Abb. 76. Eingemauerter Bogenbalken mit mittleren Vouten.

W//////////.

K--30-

-50 --

---H 10 H- -

Abmessungen durch die Anordnung der Gelenke, wie bei Abb. 73 auf den fünften Teil herabgesetzt wird. Er geht durch diese gepriesene Anordnung der „statischen Bestimmtheit“ — vier Fünftel seiner Tragfähigkeit verlustig und müßte daher fünfmal so stark konstruiert werden, um die gleiche Festigkeit zu erzielen. Das ist also in diesem Fall der Vorteil der Anordnung von Gelenken. Der Fall mag besonders kraß sein, es besteht aber auch bei einem geringeren¹ Festigkeitsabfall eine arge Ver-

schwendung an Tragfähigkeit, die sich nicht rechtfertigen läßt. Ich halte es für das größte Hindernis in der weiteren Entwicklung des Bogenbrückenbaues, daß die Widerlager nicht als ein Teil und eine Fortsetzung des Bogens bis Erdreich hinab ausgebildet und dementsprechend ausgenützt werden.

Es wird bei der heutigen Ausführung mit eingespanntem Bogen, nicht anders, so doch wenigstens zeichnerisch versucht, eine solche Kämpferfuge anzugeben, bis zu welcher Grenze die Bogenrechnung vorzunehmen ist, als ob das Kräftespiel in dem einheitlich gebauten Körper sich um den Bleistiftstrich auf dem Reißbrett kümmern würde. Eine Unterbrechung des Verlaufes der Drucklinie ist erst im Auflager des Widerlagers auf zusammendrückbarem

zum

wenn

Erl

SÄ

Sä

—V4Ä.&

’W-».M

Hu

!:

Abb. 77. Bruchbild mit kleinen Vouten.

Erdreich denkbar, während sie bei Einhaltung der für zulässig angesehenen Fundamentdrücke keine schädlichen Setzungen hervorbringt. Für dieKonstruktion des Bogens bleibt es, wenn einmal der Punkt O der Abb. 81. und 178, d. i. die Größe der Stützweite der eingespannten Bogen bestimmt ist, ganz gleich, welche Form die Widerlager haben, und man kann so ganz nach Bedarf den Bogen durch eine entsprechende Konsolenkonstruktion fortsetzen ohne an dem Mittelteil etwas zu ändern.

Wir wollen das Für und Wider bei der Anordnung von Gelenken bei 0 kurz erwägen und diese Frage hier ausführlicher besprechen.

Zugunsten der Gelenke bei Bogen werden folgende Gründe angeführt:

1. Die statische Bestimmtheit des Systems. Das ist in kurzen Worten nichts weiter als das Eingeständnis unserer mangelhaften Erkenntnis

der Tragfähigkeit eines massiven mit dem Widerlager einheitlich hergestellten Gewölbes, dieser einzigen richtigen Form des vollen Bogens. Diese unsere mangelhafte Kenntnis zu leugnen, hegt mir fern. Es ist dies ein Gegenstück zu der von mir in dem 4. Berichtsheft des österreichischen Eisenbeton-Ausschusses gekennzeichneten Methode, lieber einen Balken als frei aufliegend zu „erklären“, als sich über die unvermeidliche Tatsache der Einspannung Rechenschaft zu geben, so täuscht man sich hier durch das Einzeichnen einer Kämpfenfuge gern über die Einheitlichkeit von Bogen und Widerlager hinweg. Diese Entschuldigung, etwas absichtlich schlecht zu machen, weil man das Bessere in seiner Güte

Sc

lk-

ue tte

sr m

ISO

an

c-!

360

330

iw

noo

Abb. 78. Rißbild bei freiaufliegenden Trägern ohne Vouten.

V s+

P-* cl

nicht richtig abzuschätzen weiß, wäre beim Bogen hinzunehmen, wenn anerkannt würde, daß diese Anordnung nur ein Notbehelf ist nd daß es die Aufgabe er modernen Technikis die estehende Unkenntnis urch Versuche zu beseit e n. S aber wird häufi zu    nrecht die Anordnung von

eien enohne hinrei hen en Grund allgemein vorgeschrieben und als das unbedingt Bessere gepriesen!

Die oben angeführten Versuche des österreichischen Eisenbeton-Ausschusses geben uns einen weiteren Anhaltspunkt dafür, von welchenUmständen die Beurtei-

'S

mm

60

60

60

100

160

i®

>• :

>:

m rf m uze w

-1 Jtrwm

eno

300

360

3t0

360 JSÖ W

Abb. 79. Rißbild mit eingespannten Trägern ohne Vouten.

lung der Wirksamkeit einer Einspannung abhängt. Es ist dort einerseits erwiesen worden, daß sich die Momentenverteilung im Balken, d. h. der Grad der Einspannung sowohl der gewählten Armatur als dem Verlauf der Trägheits-Momente anpassen kann und weiter, wie aus Abb. 77 aus dem Bruchbild ersichtlich, wo die Balken am Voutenende gebrochen erscheinen, daß es selbst mit geringen Mitteln, wie sie in der Abb. 76 angegeben wurden, möglich ist, das Widerlager bis in den Balken hinein fortzusetzen, so daß die voutenförmige Verbreiterung am Auflager als ein Teil des Widerlagers erscheint und nicht mehr als ein theoretischer Teil des Bogens zu behandeln ist. Zur Kennzeichnung dieser Sachlage dienen die Abb. 78 bis 80, welche die Druck- und die Zugzone deutlich hervorheben. Die erste ist durch eine Schraffur, die letztere durch die Risse

und die ihr Fortschreiten kennzeichnende Schichtenlinien ersichtlich gemacht. Abb. 78 entspricht dem freiaufliegenden Balken (Abb. 72); Abb. 79 stellt denselben Balken eingemauert wie in Abb. 78 vor, und endlich Abb. 82 den eingemauerten Bogenbalken Abb. 76. Diese Abbildung verdeutlicht die in Abb. 77 gezeigten Erscheinungen. Diese Ausnützung der Vouten geschah zur Verminderung der Spannweite bisher im Bogenbrückenbau nur in der Weise, daß man die Widerlager mit Kragarmen versehen und auf dieselben Gelenke angebracht hat, um so die Spannweite des Bogens zu verkürzen.*) Nun bedarf

a n n w e i t e, wie Abb. 77 t. Es ist vielmehr möglich, ebenso wie beim Träger, auch einen eingespannten Bogen von solchen Kragarmen aus, also ohne eine tatsächliche Unterbrechung, fortzusetzen und doch dasselbe zu erzielen wie beim eingespannten Balken, bei welchem die Bruchlast, sich mit der Verminderung der Spannweite durch die Voute steigert und der Bruch nicht etwa am Auflager, sondern am Ende der Vouten, als dem Ende des Widerlagers resp. den Bogenanfang 0 in Erscheinung tritt. Um das

e s z und

OO EE

dieser Vermindern n

zeigt, eines Gelen

crq

der

20

00 ») an? i.: . r

.m

m 200    220

300

320    340

wo wo

Igr

mm

Igjjgggj

240^^260 SW

mmaeS-:--- Mb

ttttrrnUtTi itl 111 ttttttl

<•

50 •

470

---so--:-; -    35

Abb. 80. Rißbild bei eingespannten Trägern mit Vouten. Abb. 78 bis 80 sind im verzerrten Maßstab gezeichnet.

zu erzielen, genügt es, eine solche Abstufung der Trägheitsmomente, wie z. B. bei der Schwarzenbergbrücke vorzunehmen (Abb. 89), die für diese Methode hier als Beispiel dienen soll. Die Abb. 81 zeigt uns oben einen Längsschnitt durch den Bogen und darunter den dazugehörigen Verlauf der Trägheitsmomente. Dieser Verlauf der Trägheitsmomente vollzieht sich innerhalb einer Spannweite von 33,9 m in der üblichen und regelmäßigen Weise, von da aus tritt ein starkes Anwachsen des Trägheitsmomentes ein, so zwar, daß sich dieselben in den Punkten A, 0 und G wie 1:5: 16150 verhalten. Der eigentliche Bogen zwischen A und 0 ist in dem Punkte 0 eingespannt mit dem Widerlager verbunden. Seine äußere Form ist so ausgebildet, daß das Ganze sich der Umgebung gut anpaßt. Die Schönheit der Architektur ist in dem Umstand zu suchen, daß in dieser Hinsicht dieselbe der gewollten statischen Lösung einen berechtigten Ausdruck verleiht.

Es wird also der Boge de eine Spannweite vo

er uflage besitz durc twa 10 m lang ausladen e Widerlager-Vou en au *) Siehe Färber. Dreigelenkbogen. Verlag Konrad Wethner, Stuttgart 1908.

10 <y

m von

Mitte zu Mitte

<-1- "

.-k ET 3

eine Spannweite von 33,9 m verkürzt und dabei doch entsprechend jener verkürzten Spannweite voll eingespannt. Wir sehen also, daß dieser Abfall im Trägheitsmoment Voutenende ähnlich wie ein Gelenk wirkt, nur daß ein Gelenk die Spannweite wie bei einem freien Auflager begrenzt, und diese Anordnung sie wie bei einem eingespannten Bogen abschließt. An diese wesentliche Ver-

l Stärkung des Bogens

-^ durch die Ausnützung

! der vom Widerlager 33,SS    herrührenden Einspan

nung und der dadurch erzielten Verstärkung hat man sich im allgemeinen nicht recht herangetraut. Es war dies wohl zum großen Teil Schuld der bestehenden Theorie, welche diese Frage mit einem Dornengebüsch wie ein verzaubertes Schloß umgeben hat, in das niemand eindringen konnte, und welche dem Mann, der sich einmal bis zu einem Resultat durchgeschlagen hatte, noch lange nicht den Einblick in den richtigen Weg ergab. Nur durch endloses Probieren mit der äußeren Form und den vorgenommenen Abmessungen kann man zu einem halbwegs brauchbaren Resultat gelangen. Es fehlt an einer übersichtlichen Lösung, die es möglich macht, beim Bogen ähnlich wie beim Balken zu konstruieren. Diesen Mangel dürfte wohl jeder Fachmann empfunden haben, der sich mit dem Bogenbrückenbau eingehend beschäftigt hat. Er macht den Entwurf der kleinsten Bogenbrücke, sobald man sie wissenschaftlich und theoretisch genau aus werten will, zu einer selbst für den gewiegten Theoretiker mühevollen und zeitraubenden Arbeit, so daß der ökonomische Endeffekt in mehr als einer Hinsicht zweifelhaft bleibt. Die neuesten Bestrebungen der Statiker gehen darauf aus, diese Berechnung zu vereinfachen. Es liegen bereits einige bemerkenswerte Anregungen vor und verweise ich auf die von dem Oberingenieur G. Neumann in meinem Bureau zur Vereinfachung der theoretischen Behandlung bei Wahrung aller Genauigkeit gemachten Vorschläge, welche dieser Auffassung Rechnung tragen. Sie dürften deshalb nicht nur auf die Theorie, sondern auch auf die Verwendung der eingespannten Bögen neu belebend wirken. Dieselben hier anzuführen,

am

Zehnfacher Maßstab.

Grenze

Widerlager

und einge-

spannten

Bogen.

’E

~Ü

ff

Abb. 81. Langschnitt und Verlauf der Trägheitsmomente bei einem im Punkte O eingespannten Bogen.

würde zu weit führen und es sei auf eine eingehende Arbeit dieses Autors verwiesen, deren Erscheinen binnen kurzem, im Herbst dieses Jahres, in Aussicht steht.

2. Die Aufhebung der Temperaturspannungen. Die fortschreitende Erkenntnis, daß die Temperatur bei Gewölben große Spannungsdifferenzen hervorruft, hat diesbezügliche Vorschriften zur Folge gehabt, welche wohl anfangs in ihren Anforderungen etwas übertrieben gewesen sein mögen; jetzt aber allgemein in allen Staaten soweit herabgesetzt wurden, daß sie oft sogar in das andere Extrem verfallen, indem man die erwiesenen Tatsachen nicht berücksichtigt. Es handelt sich hiebei um eine Empfindlichkeit des Bogens gegen Temperaturschwankungen, wie sie durch die Messungen bei einer ganzen Reihe von ausgeführten Bauten ausführlich nachgewiesen worden ist. Als Trost hiebei muß gelten, daß für die Temperatureinflüsse auch die Einhaltung einer ähnlichen Sicherheit wie bei Lasten gefordert wird.¹) Betrachten wir die Folgen der Einhaltung selbst dieser milden Temperaturvorschriften auf den massiven Bogen aus Beton, so erhalten wir den Schlüssel für die Vorliebe zum Dreigelenkbogen und wohl auch den Grund, weswegen man mit den Vorschriften so weit herabgegangen ist. Ein Konstruieren mit höheren Temperaturzahlen hat sich als eine absolute Unmöglichkeit erwiesen. Ein massives Gewölbe aus Beton oder gewöhnlichem Eisenbeton wird bei einer Temperaturschwankung von dt 25⁰ C oder auch selbst, wie es oft nur vorgeschrieben ist, von rt io° C Bewegungen machen, welche riesige Kräfte aus-lösen und demnach auch große elastische Bewegungen erzeugen, besonders verglichen mit den durch die Lasten hervorgerufenen Durchbiegungen. Dies führt naturgemäß zu Spannungen, die oft viel größer sind als jene von den Nutzlasten erzeugten und die zu einer Überschreitung der noch so hoch bemessenen zulässigen Grenze führen und so eine Vermehrung der ursprünglichen Abmessungen erfordern. Diese vermehrten Abmessungen erzeugen aber ihrerseits durch ihr größeres Trägheitsmoment entsprechend größere, dem Trägheitsmoment, nicht der Fläche, proportionale von der Temperatur herrührende Kräfte und außerdem durch ihr erhöhtes Eigengewicht ebenfalls eine Erhöhung der Spannungen.

Auf diese Weise kommt es vor, daß man durch eine Vermehrung der Abmessungen eines solchen massiven Bogens, bei seiner niedrigen Druckfestigkeit und seinem großen Eigengewicht, überhaupt nicht zu dem Ziele gelangt, die zulässigen Spannungen einzuhalten. Jeden-falls ist dies der Grund, daß bei einer entsprechenden Sicherheit diese Gewölbe sehr massig und teuer ausfallen, sofern die Temperatur in richtiger Weise Berücksichtigung findet. Es erklärt, daß Autoren von einer niedrigen natürlichen Grenze in der Spannweite sprechen, welche der Gewölbebau nicht überschreiten

\%

'a

Abb. 82. Projekt für eine Wienflußwölbung als Fortsetzung der bestehenden Form. Querschnitt durch das Gewölbe.

V|>

-*80

Längenschnitt a—b.

/('

\\

850

MO

TS

•=!*

6?

Isla lrne3ÄfN 'säEJijun)fnz~

2ZS

Wt

TO

'4

\V

NX

00

,\\\\'>

P*Ek

,r -

^Lßßß]^

Mktn

\V\VO\

kann. Es dürfte daher wohl öfters an den gewissenhaften Konstrukteur die Versuchung herangetreten sein „de corriger les formules“.

Je stärker die Abmessungen sind, welche man einem Gewölbe gibt, desto größer werden die sich einstellenden Temperaturspannungen, unter Voraussetzung der Unnachgiebigkeit der Widerlager. Es wird in diesem Zusammenhänge interessieren, das seinerzeit über den Wienfluß hergestellte überaus massiv ausgefallene Gewölbe daraufhin zu untersuchen, dessen äußere Abmessungen sich aus der Abb. 82 ahnen lassen, da ich an dieselben in meinem Projekt gebunden war. Trotz dieser bombensicheren Stärken von 1,0 m im Scheitel entsprechen dieselben selbst den erwähnten reduzierten Anforderungen in bezug auf die Temperatur (± io° C) nie h t.

Die Überschreitung der zulässigen Zugspannungen ist in so einem Fall nicht irgendwie gefährlich, sondern nur von Einfluß auf den Sicherheitsgrad, welchen die Konstruktion besitzt. Man kann dagegen ein wenden, daß dieser Sicherheitsgrad sowieso zu hoch gegriffen ist. Selbst wenn dieser Ein wand richtig ist, so ist doch zu bedenken, daß dieser Sicherheitsgrad von allgemeinen Gesichtspunkten gewählt, nur allgemein und gleichmäßig abgeändert werden kann. Das Beispiel beweist also doch, daß man mit diesen Hilfsmitteln selbst bei solchen Überdimensionen die geforderte Sicherheit nicht erreichen kann,, daß es aber möglich ist, ein leichteres Gewölbe herzustellen, welches diesen Anforderungen entspricht. Da die äußeren Formen durch den bereits ausgeführten Teil gegeben waren, so ist dies in meinem Projekt in der Weise geschehen, daß von dem massiven Querschnitt nur einzelne Rippen in Entfernungen von 2,50 m stehen geblieben sind. Es ist gewiß bemerkenswert, daß dieses auf den zehnten Teil der Kubatur verringerte Gewölbe nunmehr allen Anforderungen einschließlich der Temperatur genügt. In welchem Maße diese leichtern Bogen auch ökonomischer sein müssen, ergibt ein Blick auf die Abb. 82 ohne weiteres.

Wenn man sich nun die Aufgabe stellt, einen Bogen so zu konstruieren, daß er diese durch die Temperaturspannungen bedingten Überdimensionen nicht zeigen soll, so muß derselbe zwei Bedingungen genügen: erstens muß er den in der Abb. 81 dargestellten Verlauf der Trägheitsmomente besitzen, wonach diese Größe über den Punkt 0 hinaus rapid ansteigt, und zweitens muß er für den eigentlichen Bogen einen kleinen Querschnitt von konzentrierter Tragkraft aufweisen, der in bezug auf die Temperatureinflüsse ein tunlichst geringes Trägheitsmoment besitzt. Dies muß möglich sein, ohne daß seine sonstige Tragfähigkeit geschmälert wird. Dieser Aufgabe entsprechen die Bogenkonstruktionen aus umschnürtem Gußeisen mit ihrer riesigen Druckfestigkeit. Einerseits fallen bei der hohen Inanspruchnahme des Gußeisens diese Zuschläge fast gar nicht ins Gewicht und man kann mit einem kleinen Trägheitsmoment auskommen, andererseits zeigt das Gußeisen in seinem Zusammenwirken mit Beton bei elastischen Deformationen (wie sie bei der Temperatur ausschließlich in Frage kommen) ein ganz anderes Verhalten, als bei der Ermittlung der Tragfähigkeit, die sich aus der Bruchlast ableitet.

6*

16)

E ji²

In diese Gleichung eine „zulässige“ Spannung einzuführen, die sich aus einer Würfelprobe ableitet, wird jedermann für eine Unmöglichkeit erkennen. Diese Größe spielt hier gar keine Rolle. Dieses Fehlen einer zulässigen Spannung in der Gleichung wirkt auf manche Baufachleute beängstigend, denn es verlangt ein Studium über die zutreffende Wahl des Koeffizienten, für die Auflagerbedingungen u. a. m.

Um dieser „zulässigen“ Spannungszahl willen ist die Gleichung für umschnürten Beton so abgefaßt:

17)

Pz =abFb-\- 30 ab FJ -f 15 ob F,

obwohl doch nur Fe und Fb tragende Querschnitte sind. Man verdeckt so die Tatsache, daß die zugelassene Betonspannung nicht wie angenommen 40 kg/cm², sondern z. B. wirklich 80 kg/cm² beträgt. Es wird ein zweites Glied angefügt, das selbst nichts trägt und nur der erhöhten Festigkeit des Betons entsprechend lautet

18)

Fi ot (1 + ³⁰ jQ

Auf dem ganzen Gebiete des Säulenbaues, insbesondere bei allen von der Knickfestigkeit abhängenden Gleichungen sehen wir, daß sich die Größe Pz nur aus der Bruchlast ermitteln läßt und daß dies nicht unter Einhaltung einer allgemein gültigen Größe der zulässigen Spannung ob geschieht. Die Last Ps wird mit Rücksicht auf die geforderte Sicherheit aus der Bruchlast resp. der Tragfähigkeit der Säule P bestimmt. Es ist also eine Voraussetzung der Richtigkeit von Gleichungen über die zulässige Last von Druckgliedern, daß sie sich aus den Bruchgleichungen ableiten lassen. Die von mir aufgestellte und durch Versuche als richtig erwiesene Gleichung für die Bruchlast einer Verbundsäule

1)

Bei der Berechnung von Druckgliedern begehen wir den durch die Überlieferung entschuldbaren Fehler, daß wir die Verhältnisse unter den zulässigen und unter den Bruchlasten in einer den Gesetzen der Logik wenig entsprechenden Weise durcheinandermischen. Eins der wenigen Beispiele, wo ein streng logischer Vorgang eingehalten wird, ist der Gebrauch der Euler-Gleichung

P = 7l²^

P

Diese Gleichung enthält die Angabe der Bruchlast einer Säule, welche das Trägheitsmoment / besitzt bei Spitzenlagerung und für den Elastizitätsmodul E. Sofern eine Sicherheit von 4 gefordert wird, berechnen wir die zulässige Last einfach hieraus, indem wir setzen

p,=p-

EJ

14)

Jl²

EJ

= — X

4    4

und gelangen so zu dem notwendigen Trägheitsmoment der Säule

~P

15)

P — Fh Ob -f- Fe oe -f- Eg og ist ebenfalls eine Bruchgleichung. Nur mit ihrer Hilfe gelangt man — ebenso

wie bei den beiden vorangeführten Gleichungen zu der mit einer für elastisches Material gültigen Sicherheit von 4 zulässigen Last

CL, 1 rf

P* =

. 19)-

= ^ [F. + A" F, + K" Ff] = — X F"

4    4

Diese ideale Fläche F" leitet sich aus den Größen K, d. i. dem Verhältnis der Bruchfestigkeit der einzelnen Materialien ab. Entsprechend ihrem Aufbau gibt sie uns zugleich auch jene als zulässig bezeichneten Spannungen als x/₄ der Bruchfestigkeiten, welche dieser zulässigen Last rechnungsmäßig zugeordnet sind, und die man in obige Gleichung einsetzen muß, um Pz, d. i. Last von 4facher Sicherheit zu erhalten.

Die Abb. 81 zeigt den Verlauf der Trägheitsmomente für den späteren ausführlich beschriebenen typischen Fall der Schwarzenbergbrücke. Die Trägheitsmomente in Punkten A : 0 und G verhalten sich wie 1:5: 1360. Es ist nicht die Absicht des Verfassers, alle Einzelheiten der theoretischen Berechnung hier darzulegen und sich so mit allen seinen bisherigen Annahmen wie z. B. K = 50 eingehend festzulegen, weil ihm das jede weitere Erwägung erschweren würde. Es ist zunächst aus Vorsicht vielleicht mit zu weitgehender Sicherheit vorgegangen worden. Ich beabsichtigte, diese Einzelheiten erst auf Grund der weiterhin gesammelten Erfahrung zu veröffentlichen, um so inzwischen die Freiheit zu besitzen, in diesen Annahmen so weit nachzugeben, als dies mit der Sicherheit des Bauwerkes vereinbar erscheint. Auch im Eisenbeton hat es Jahre gedauert, bis n — 15 als Mittelwert allgemeine Anerkennung gefunden hat. So etwas läßt sich nicht im Handumdrehen allseits passend herausfinden. Diese Zurückhaltung erklärt sich auch mit der nicht immer gerade wohlwollenden Kritik, mit der man bei diesen Neuerungen — wie im Vorwort dargelegt — rechnen muß. Alle diese Einzelheiten der Berechnung sind natürlich in der Form von technischen Berichten meinen Projekten beigelegt und den einzelnen Bauherren gegenüber ausführlich wissenschaftlich begründet worden, so daß ich mich auf dieselben nötigenfalls berufen kann. Mancher der dabei in Frage kommenden Regeln lassen sich durch bisher noch nicht veröffentlichte Versuche erklären, ihre Mitteilung würde den Umfang dieses Buches ungebührlich belasten. Alles dies soll einem zukünftigen Hand- und Lehrbuch Vorbehalten bleiben.

Wir fassen das über Temperatur Gesagte kurz dahin zusammen: In dem Querschnitt der Rippen aus umschnürtem Gußeisen erfährt der Beton durch die Armatur mit Gußeisen eine sehr konzentrierte Verstärkung, die sich aber bei der Temperaturveränderung verhältnismäßig wenig — sowohl absolut wie relativ -— bemerkbar macht und so in den Rippen nicht jene im Vergleich zu den niedrigen Materialfestigkeiten riesigen Spannungs erhöhungen hervorbringt, die sich sonst bei einem massiven steifen Gewölbequerschnitt einstellen. Dieser für die Berücksichtigung der Temperaturspannung vorteilhafte Umstand ändert natürlich an der Tragfähigkeit dieser Rippen gar nichts. Er ermöglicht nur wegen des geringen Zuschlages für die Temperaturänderungen mit verhältnismäßig geringen Abmessungen, unterhalb der zulässigen Spannungsgrenzen zu bleiben und gleichzeitig die verlangte Sicherheit gegen Bruch zu wahren, wie dies von mir durch Versuche nachgewiesen wurde.

Wir können also ohne weiteres auf die genannten Vorteile der Gelenkausbildung verzichten, indem wir mit diesem neuen Konstruktionsmaterial in die Lage versetzt werden, an massive Widerlager mit auskragenden Vouten verhältnismäßig dünne tragfähige Rippen einheitlich anzuschließen, die als eingespannter Bogen wirken und demgemäß in der vorteilhaftesten Weise ausgenützt werden können. Nur diesem Umstand verdankt z. B. die von Hennebique in Rom²) erbaute Eisenbetonbrücke von ioo m Spannweite ihren ungeschmälerten Bestand, der von allen Verfechtern der Notwendigkeit von Gelenken als etwas Undenkbares bezeichnet wurde. Eine amtliche Untersuchung durch die ersten italienischen Autoritäten hat dies festgestellt. Diese Spannweite mit einem massiven Dreigelenkbogen zu überbrücken, ist schwer ausführbar, trotzdem dann die Zuschläge aus der Temperatur entfallen. Hierzulande würde keine Behörde den Bau eines solchen Bogens ohne Gelenk gestatten! Es muß also doch endlich auch bei uns mit diesen erwiesenermaßen falschen Vorurteilen gebrochen werden. Hennebique hat als der große Praktiker, als welchen wir ihn alle verehren, diesen Vorteil schon bei einer Reihe seiner früheren, wegen ihrer Kühnheit angestaunten Bauwerke erkannt und dort angewendet, wo er es durch amtliche Vorschriften nicht behindert tun konnte, wie z. B. bei dem Steg in Rotterdam und Toulouse.³) Es fehlten ihm zur weiteren Ausbildung dieses gesunden Prinzipes nur ein hiezu besser geeignetes Material, da diese Methode in Eisenbeton nur ausnahmsweise und schwer durchführbar ist, während dieser Vorteil sich mit umschnürtem Gußeisen in der angegebenen Weise regelmäßig ausnützen läßt. Am meisten Kopfschütteln haben aber die Widerlager der vorangeführten Brücken in den Reihen der auf Dreigelenkbogen eingeschulten Fachleute erzeugt, so z. B. bei der vorerwähnten Varbrücke⁴) (Abb. 71). Das waren nicht diese ungefügen Massen, wie sie bei uns zu einer Bogenbrücke zu gehören scheinen, sondern Futtermauern mit Kragarmen auf schlechtem Untergrund, auf denen der eingespannte Bogen als ein einheitliches Stück saß; kleine Risse sind z. B. in Rotterdam nur in den als Gegengewicht ausgebildeten Fortsetzungen der Widerlager zu finden gewesen. Der große Praktiker Hennebique veröffentlicht nichts darüber und läßt aus Geschäftsinteresse keine theoretische Vertiefung in dieser Frage zu, wie er sich überhaupt mit Rechnungen nicht viel abgibt, und so konnte diese von ihm als richtig erwiesene Auffassung nicht Gemeingut der ganzen Technik werden. Auch darum sei auf die ausstehende ausführliche theoretische Arbeit des Herrn G. N e u m a n n, Oberingenieurs in meinem Büro verwiesen, deren Erscheinen ich als Ergänzung dieser Erörterungen angekündigt habe. Damit ist auch eine für den Gewölbebau hinderliche Schablone erledigt, welche die Spannweite eines Bogens mit seiner Lichtweite übereinstimmend bestimmt wissen will und deshalb sich immer des in Abb. 81 angedeuteten Schemas bedient, welches scharf zwischen Bogen und Widerlager unterscheidet. So etwas ist nur für Gelenkbogen am Platz und richtig —• bei eingespannten Bogen ist es jedoch ein Hindernis für die richtige und ökonomische Ausbildung der Bauwerke.

Durch Abb. 81 ist dargelegt, daß die Schwarzenbergbrücke eigentlich aus einem eingespannten Bogen von 33,9 m besteht und daß man nach dem alten Schema in dieser Lichtweite senkrechte Widerlager anbringen würde, ohne an den übrigen Abmessungen etwas zu ändern.

Bei Bogen ohne Gelenken ist die ideale Größe der wirklichen Spannweite des eingepannten Bogens aus dem Verlaufe des Trägheitsmomentes zu ermitteln, wie die typische Aufstellung für die Schwarzenbergbrücke (Abb. 81) zeigt.

3. Die Frage der Setzungen im Widerlager. Wir müssen zwischen jenen Bewegungen unterscheiden, die sich sofort nach dem Ausschalen einstellen und den späteren Verschiebungen. Sind später große Setzungen zu gewärtigen und will man eine Pfahlgründung ersparen, dann scheint es zweifellos, daß eine Bauweise den Vorzug verdient, die diesen Bewegungen besser gewachsen ist wie ein voller Bogen, also eventuell ein Dreigelenkbogen oder ein frei aufliegender Träger. Gewöhnlich handelt es sich jedoch nur um jene Bewegungen, die der Bogen machen muß, um nach der Ausschalung endgültig zur Ruhe zu kommen, entsprechend der Gerüstsenkung, seiner eigenen Stauchung und der erstmaligen Zusammendrückung des Erdbodens. Dort wo der Bogen nicht auf Fels steht und wo größere Bewegungen dieser Art im Bereich der Möglichkeit liegen, empfiehlt sich der später beschriebene Weg, wie er bei der Schwarzenbergbrücke, die zum Teil auf Schwimmsand fundiert wurde, eingeschlagen worden ist: ein provisorisches Scheitelgelenk, das bis zur Fertigstellung offen bleibt. Nach Ausschalung und Vollendung des Überbaues wird es dann verkeilt und ausbetoniert. Es bleibt natürlich immer noch die Möglichkeit, es wieder zu öffnen und dadurch später ein Richten der Brücke vorzunehmen, sofern sich gegen alle Voraussicht größere Bewegungen im Widerlager ergeben. Es bestand die Absicht, die Konstruktion den Besuchern der Ausstellung durch Abheben der Fahrbahn zu zeigen. Dies wurde jedoch von der Eisenbahnverwaltung nicht gestattet, die darin eine Gefährdung der darunter weggehenden Hauptbahn erblickte.

Für die Wirtschaftlichkeit eines Tragwerkes sind oft die Kosten ausschlaggebend, welche man zur Herstellung für seine Einrüstung aufwenden muß. Tragwerke aus Eisen sind schon deshalb im Vorteil, weil sie nur Montage-und keine Schal- bezw. Stampfgerüste brauchen, wie Beton und Eisenbetontragwerke, und sie sind es umsomehr, als an die Steifheit und die Festigkeit dieser Gerüste besonders hohe Anforderungen gestellt werden müssen. Bei Verwendung einzelner leichter Tragrippen aus umschnürtem Gußeisen beschränken sich diese Schalgerüste an und für sich auf ein Minimum. Dieser Aufwand kann jedoch in jenen Fällen noch weiter vermindert werden, in welchen die Rüstung, wie bei

Brücken über tiefe Täler oder andere Hindernisse, eine besondere Rolle spielt. Es sei diesbezüglich auf die bei den Säulen angegebene Methode verwiesen. Es wurde dort*) im Versuchswege der Beweis erbracht, daß eine Mörtelhülle von geringer Stärke, etwa bis io cm, ohne von einer anderen Unterstützung als von der gitterartigen Umschnürung gehalten, hergestellt werden kann. Diese Betonierung bedarf also nur einer leichten provisorischen Umhüllung und keiner Schalung wie Eisenbetonsäulen resp. Bögen. Es wird dann im allgemeinen das Montagegerüst, welches zur Aufstellung der gußeisernen Rippen nötig ist, auch stark genug sein, die Schalung für diese Verputzarbeit zu tragen. Ein weiterer Schritt nach dieser Richtung besteht nach der von M e 1 a n zuerst angegebenen Methode in einer entsprechend konstruktiven Ausbildung der steifen Bewehrung zu einem selbsttragenden Gerüst, das nach seiner Fertigstellung einfach einbetoniert wird und so doppelten Zwecken dient, zuerst als Unterstützung der Schalung für den grünen Beton und später als Bewehrung des abgebundenen Betons. Als ein Beispiel dieser Art sei hier das Projekt für die Wienfluß-Einwölbung (Abb. 82) angeführt, bei welcher es mit Rücksicht auf den wildbachartigen Charakter dieses Flusses Bedingung war, kein Gerüst im Lichtraumprofil aufzustellen. Dieser Bedingung ist in der Weise entsprochen worden, daß man die Armatur als Zweigelenkbogen paarweise gekuppelt hat, so daß sie von oben mittels eines Laufkranes aufgestellt werden können. Die nötigen Verschalungen können an diesen selbsttragenden Bogen aufgehängt werden. Es ist jedoch auch hier eine Beibehaltung der beiden Gelenke nicht beabsichtigt, sondern eine in der Abbildung gezeigte spätere Einbetonierung vorgeschlagen. Schließlich ist es auch möglich, den Bau in drei Abschnitten auszuführen, besonders wenn man das gußeiserne Gerippe nicht durch gute einwandfreie Verschraubungen als selbsttragend ausbilden will. Zuerst die Montage der gußeisernen Rippen, die das Gerüst immerhin verstärken und versteifen, zweitens Einbetonieren derselben und schließlich nach Erhärten des Betons Benutzung dieser Rippen als Traggerüst für die Vollendung der eigentlichen Fahrbahn, also zunächst für den Bau des eigentlichen Schal- und Stampfgerüstes des Überbaues.

Wir sehen an dem letztangeführten Beispiel, daß in Bogenbrücken aus umschnürtem Gußeisen die Tragfähigkeit auf einige wenige Rippen konzentriert wird, welche als eingespannte Bögen arbeiten und somit geringerer Abmessungen bedürfen, als die üblichen Dreigelenkbögen. Diese Materialverminderung der Tragwerke mittels eines druckfesten Stoffes geht Hand in Hand mit einer Reihe von theoretischen Vorteilen für die Einspannung, Temperaturänderung, Eigengewicht sowie mit einer wirtschaftlichen Ausbildung, indem der massive, wenig tragfähige Betonquerschnitt eines Betonbogens entsprechend vermindert und durch eine Gußeisenarmatur verstärkt wird, die nicht mehr als notwendig ist, von einer mittragenden umschnürten Betonhülle eingeschlossen ist. Es ist dies eine ähnliche Entwicklung im *) „Eine neue Verwendung von Gußeisen“ ist auf Seite 3, Abb. 9.

Eisenbetonbau in bezug auf den Druckgurt, wie sie im Eisenbau in bezug auf den Zugquerschnitt im Gange ist; hier wird die Verwendung von Nickelstahl angestrebt, eine Lösung, die bei Hängebrücken große Erfolge erzielt. Bei Fachwerkbrücken sind bei Verwendung dieses zugfesten Materials nur so spinnwebfeine Abmessungen erforderlich, daß ihre mit ästhetischem Empfinden nicht recht Vereinbare Form weniger von Bedeutung ist, da die Konstruktionsglieder aus dem Landschaftsbild kaum sichtbar hervortreten und sich nur durch das Mißverhältnis zwischen Eigengewicht und Verkehrslast bemerkbar machen.

Die Bogen form wird im Gebiete des Brückenbaues bei mittleren Spannweiten, bei Vorhandensein eines entsprechenden Stiches, immer den Vorzug verdienen, selbst wenn es möglich wäre, mit einer anderen Form etwas Billigeres herzustellen. Auch in bezug auf das Stichverhältnis wird der nur wenig druckfeste Beton wesentlich eingeschränkt. Ein Stichverhältnis über ein Zehntel ist derzeit eine große Seltenheit. Das umschnürte Gußeisen nimmt die damit verbundenen großen Horizontaldrücke leicht auf und bietet zu besonders kühnen, d. h. weiten und flachen Bogenkonstruktionen die Möglichkeit. Die Schwarzenbergbrücke zeigt z. B. in ihrem Mittelteil einen Stich von ein Zwölftel. Man darf nicht vergessen, daß der Balken (Abb. 78) ein Höhenverhältnis von ein Zwanzigstel hat, daß dies jedoch auch für einen Balken höchst selten ist, daß also solche Bogenbrücken sich von einem Balken nur wenig unterscheiden. Anderseits muß es möglich sein, diese schlanken tragfähigen Bogenrippen zur Erzielung eines entsprechenden Stichverhältnisses auch über die Fahrbahn hinaufzuführen. Die hier gewiesenen Wege sollen dem Bogenbrückenbau weitere Spannweiten und wirtschaftliche Lösungen erschließen, als sie bisher mit den bekannten Baumaterialien möglich gewesen sind, und sich dabei auf die drei erwähnten Grundforderungen stützen: Wirtschaftlichkeit, Sicherheit und Schönheit.

¹

Zeitschrift des österr. Ing.- und Arch.-Vereines, 190), S. 243, ,.Temperaturspannungen im Eisenbeton“ vom Verfasser.

Emperger, Neuere Bogenbrücken.

²

Beton und Eisen, 1911, Seite 304, von Gesteschi auch als Separatdruck erschienen.

³

Siehe Handbuch für Eisenbetonbau, 2. Aufl., Band VI, Brückenbau, S. 315.

⁴

Beton und Eisen, 1913, Tafel XV, XVI.

Die Schwarzenbergbrücke in Leipzig*

I. B. A. 1913.

a) Allgemeines. Nachdem meine Auffassung über die beste Lösung eines Brückeritragwerkes durch die beschriebenen Versuche über das Zusammenwirken von Gußeisen mit Eisenbeton und durch die vorangehenden Darlegungen über die richtige Bogenform soweit geklärt war, konnte ich daran gehen, diese Resultate in die Praxis zu übertragen und auf ihre Brauchbarkeit zu erproben. Dies führte zu einer Reihe von Projekten, deren Ausführung teilweise im Gange ist, vielfach jedoch noch aussteht, da der Mut, etwas so gänzlich Neues zu bauen, nicht gleich aufgebracht werden konnte. Eine

3718

-BZ.SO

.13373

1313?    p,c Gtirstrijplattr befindet sllhJsSL

mfrr 3 Konstrukt 0X_

³.:

-gl

»133.79

B8ik-

V.

Wm

4—13.86

'v

Gefalle 137.

: bcmenen-

Abb. 83. Allgemeine Anordnung.

Gelegenheit hierzu ergab sich durch den Auftrag der Leitung der Baufach-Ausstellung in Leipzig, einen Fußgängersteg über den Einschnitt der Leipzig-Hofer Verbindungsbahn zu entwerfen (Abb. 83).

Es lagen der Ausstellungsdirektion verschiedene Entwürfe in Eisen und Eisenbeton vor. Diese hat sich nach mehrfachen Unterhandlungen und nachdem die Zustimmung der in diesem Falle zuständigen obersten Behörde, des kgl. Sächsischen Finanzministeriums, vertreten durch die Geheimen Bauräte Schönleber und Krüger, eingeholt worden war, für den in der Folge beschriebenen Entwurf entschieden. Die endgültige Zustimmung wurde von Versuchen mit Bestandteilen der Brücke in Naturgröße abhängig gemacht, die am Schlüsse dieses Buches beschrieben sind, welchen Versuchen Herr Baurat Christoph in Vertretung der kgl. General-Direktion der Sächsischen Staatseisenbahnen beigewohnt hat. Dieselben sind im mechanischen Laboratorium der technischen Hochschule in Wien (Professor Kirsch) von dem Konstrukteur Ingenieur Karrer ausgeführt worden.

Die Architektur der Brücke wurde von dem bekannten Professor an der Wiener Kunstakademie, Franz Freiherrn von Krauß, entworfen und bietet in ihrer Lösung ein Bild wirkungsvoller Einfachheit, welche die Schönheit der

Traglinie voll zur Geltung bringt. Das Konsol in der Mitte ist entgegen den Absichten des Künstlers durch ein Versehen der Kunststeinfabrik voll-wandig ausgeführt worden.

Das Gelände der Internationalen Baufach - Ausstellung in Leipzig wird durch einen viergeleisigen Einschnitt von 8 m Tiefe der Leipzig-Hofer Eisenbahn durchschnitten. Dieser Umstand erforderte den Bau von vier Brückentragwerken. welche eine Art historische Ausstellung des Beton-Brückenbaues

■*1“;

Vl

ä M—------

■ {'-A.

fi ffYnriA

i*. •

TW/

r Mm

Abb. 84. Die beiden Ausstellungsbrücken.

darstellen, wie er künstlich kaum besser hätte hergestellt werden können. Von diesen vier Objekten dienen zwei für die Überführung der die Ausstellung begrenzenden Straßen, während zwei im Weichbild der Ausstellung selbst gelegen sind. Die Abb. 84 zeigt uns zwei dieser Objekte in einem Bilde. Im Hintergründe befindet sich eine ältere Eisenbeton-Brücke für die Reitzenhainer-straße. Diese ruht auf drei Pfeilern mit Spannweiten von 12 m. Im Vorder-

JLs

! in......—

Abb. 85. Die Schwarzenbergbrücke.

gründe befinden sich die beiden Ausstellungsbrücken. Am anderen Ende der Ausstellung liegt die andere äußere Straßenbrücke (Marienbrücke). Sie kann zur Kennzeichnung der Anfänge des Betonbaues, mit seiner Nachahmung der Steinbrücken dienen. Dieselbe ist ein massiver halbkreisförmiger Bogen, welcher durch seine schwerfälligen Abmessungen zu der Schwarzenbergbrücke den stärksten Gegensatz bildet, obwohl er nur eine Öffnung von 20 m zeigt. Es ist dies eine Form, die auch heute noch häufig genug angewendet wird.

to

Abb. 87. Grundriß.

Völkerschlacht-Denkmal

~'V-j

<s

Abb. 86. Längsschnitt zwischen der Rippe.

HC bOm

ft

CT nn

00

oo

\ üi

Hauptq uerschnitt e.

L .a.-T. ..jl......._y

/—»

E — Erde. 5 = Sand. T = Ton.

Betonhalle -—>-

SitAigfi

In der Abb. 84 ist im Hintergrund die Hauptbrücke der Ausstellung im Zuge der Straße des 18. Oktobers ersichtlich. Es ist eine Eisenbetonbalkenbrücke mit einer Mittelöffnung von 20 m. Noch vor sieben J ahren würde dieses Objekt die Bewunderung der ganzen Mitwelt herausgefordert haben, als damals zum !"‘k    erstenmal ein Eisenbetonbal

ken von ähnlicher Spannweite gebaut worden ist. Heute ist dieser Bau ebenfalls ein ^ ,    allgemein gebrauchter Typus

1 3    geworden. Die in beiden

| pl    Abbildungen im Vordergründe

stehende vierte, die Schwarzenbergbrücke (Abb. 85) löst die Frage der Überbrückung des Einschnittes mit einem einzigen Bogen von 42,5 m lichter Weite. Es soll versucht werden, auch einiges über die Wirtschaftlichkeit dieser Lösung zu sagen, da diese Lösung im Vergleich zu den übrigen geradezu als mutwillig unwirtschaftlich angelegt zu sein scheint. Es sei hiebei bemerkt, daß die Schwarzenbergbrücke für ein Menschengedränge von 500 kg/m² berechnet worden ist und daß diese Belastungsannahme von 2,5 t pro laufenden Meter sich bei dieser Spannweite von dem einer Straßenbrücke nicht wesentlich unterscheidet. Die Kosten der Straßenbrücke des 18. Oktober können genau ermittelt werden. Der

iU-

53 *

B

23

i

CD

g-

\\\

---c

I

ffii

M

I -ICDli

/ I;¹Ö|l

La

;fq 3 f

CD

aJ

CM

Bau wurde im Submissionswege vergeben und hat bei der Abrechnung 135 000 M gekostet. Die Breite der Schwarzenbergbrücke verhält sich zu der dieser Brücke wie 5 : 24. In demselben System würde daher für die Schwarzenbergbrücke ein Kostenaufwand über 28150 M erforderlich geworden sein. Bei der großen Spannweite der Schwarzenbergbrücke wäre für diesen Betrag eine Brücke in Eisenbeton nicht herzustellen gewesen. Ich hatte mich persönlich zur Ausführung nach meinem System um diesen Preis bereit erklärt, d. i. etwa 90 J(. pro m². — Dies hätte für mich, der ich nicht Unternehmer bin und so weit abwohne, ein großes Risiko bedeutet. Die für jede Neuerung interessierte Firma Keil & Löser hat diesen Bau aber zu Reklamezwecken mit einem von der Ausstellungs-Direktion geleisteten wesentlich geringeren Beitrag ausgeführt. Dies geschah natürlich mit großen Opfern. Es kommen ferner ungünstige Nebenumstände hinzu, wie z. B. der, daß die sächsischen Staatsbahnen weitgehende Forderungen für die voraussichtlich im Schwimmsand gelegenen Fundamente des Bogens gestellt haben. Es erübrigt also nur, die Tatsache festzustellen, daß dieser Brückenbau für einen Preis durchgeführt wurde, wie er der Ausstellungs-Direktion für eine an seiner Stelle beabsichtigte Holzbrücke zur Verfügung stand. Für diesen geringen Betrag wurden die gesamten Arbeiten an der Baustelle von der Firma Keil & Löser in anerkannt mustergültiger Weise durchgeführt und ich nehme die Gelegenheit gerne wahr, derselben meinen anerkennenden Dank für die uneigennützige Förderung der neuen Bauweise auszusprechen. Es ist dies eine Unvoreingenommenheit und Unternehmungslust, welche sonst im Geschäftsleben nicht immer vorhanden ist und daher besonders hervorgehoben zu werden verdient.

Auf Abb. 86 bis 87 ist die Brücke im Längsschnitt und einigen wichtigen Hauptschnitten zu sehen. Aus den Querschnitten erkennen wir rechts und links die beiden im Scheitel 30 cm breiten und 50 cm hohen Querschnitte der Bogenrippen. Dieselbe Brücke für eine Fahrstraße herzustellen, würde, wie gesagt, ganz unbedeutende Mehrkosten erfordert haben, die durch eine geringe Querschnittsvermehrung in den Rippen und die Mehrkosten der Fahrbahn verursacht worden wären.

Im Gegensätze zu den engen Rahmenkonstruktionen von 24 m lichter Weite, welche das Lichtraumprofil knapp umrahmen und als Konkurrenzvorschläge gleichzeitig eingereicht wurden, wählte ich für diesen Vorschlag einen leichten, weitgespannten Bogen von 42,5 m Lichtweite mit verlorenem Widerlager und löste die darüber befindliche Fahrbahnkonstruktion in ein Rahmenwerk auf. War so die eine Grundbedingung dieser Konstruktionsweise, eine brauchbare Spannweite, gefunden, so ergab sich die Kraftkonzentration mit Rücksicht auf die verhältnismäßig geringe Nutzlast durch eine Beschränkung der Tragwirkung auf zwei schmale seitliche Bogenrippen. Natürlich sollte der Bau in erster Linie ein Ausstellungs-Modell im kleinen Maßstabe sein und zeigen, welche unbegrenzte Leistungsfähigkeit in diesen Abmessungen vorhanden ist. Wenn aus dem Gesagten die Gesichtspunkte hervorgehen, welche

94

bei der Wahl der vorliegenden Konstruktion maßgebend waren, so wird auch ' klar, daß es mir dabei nicht gleichzeitig möglich war, mit einem Ausstellungsbau, der möglichst instruktiv und monumental wirken sollte, den Nachweis besonderer Billigkeit zu erbringen, da er nur mit Konstruktionen gleicher Spannweite verglichen werden darf. Es ist also jedenfalls bemerkenswert, daß trotz alledem und trotz der geringen, nur für ein vorübergehend zu benutzendes Bauwerk bestimmten, der Ausstellung zur Verfügung stehenden Mittel die Wahl auf diese neue Lösung gefallen ist.

Dabei waren die näheren Umstände für eine Bogenbrücke keinesfalls günstig. Bestanden doch die beiderseitigen Talabhänge (Abb. 86) aus Rutschboden gefährlichster Art, indem stark wasserhaltige Schwimmsandschichten mit Schichten von blauem Ton von verschiedener Mächtigkeit, vielfach verworfen, abwechselten. Bei dem geringen Gewicht der Konstruktion wurde im ersten Entwurf versucht, den Fundamentdruck auf ein selbst vom Schwimmsand zu tragendes Minimum zu reduzieren. Die Firma Keil & Löser hat später auf Veranlassung der sächsischen Eisenbahn Verwaltung genaue Bohrungen ausgeführt, welche ergaben, daß sich eine genügend mächtige Schicht des Tones in erreichbarer Tiefe vorfindet, so daß man im Einvernehmen mit dem Brückenbaubüro der königlich Sächsischen Staatsbahnen beschloß, die Fundamente der Bogenbrücke bei weitgehenden Sicherungen auf diese Tonschicht zu stellen und gegen Eintreten des Wassers in den oberen Schwimmsand durch eine umfangreiche Drainage weitgehende Sicherungsmaßnahmen zu treffen.

Aus folgender Bohrtabelle ist ersichtlich, daß man im Widerlager bei Bohrloch 2, d. i. auf der Seite gegen das Völkerschlacht-Denkmal zu, auch mit einem ständigen Wasserzufluß zu kämpfen hatte, der bereits zu Rutschungen an der Lehne Anlaß gegeben hatte.

Bohr-Tabelle.

Ort: Gelände der Baufach-Ausstellung, Leipzig.

Bohrloch

Gebirgsschichten

Mächtigkeit Gesamtteufe Bemerkungen

X.

Mutterboden.......

Lehmiger, toniger Sand . . Feiner, scharfer Sand . . .

Triebsand.........

Ton...........

o,6o

o,8o

2,30

0,40

4-00

8,io m tief

Wasser bei 3,00 m

2.

Mutterboden.........

Feiner, gelber, dann grauer Sand Ton.............

o,8o

5-05

2,30

kein Wasser

8,15 m tief

Bei der Ausschachtung waren zunächst Schwierigkeiten (Abb. 86) wegen der schwimmsandführenden Schichten zu überwinden, um so mehr als in der

regenreichen Zeit die Arbeiten in dem oberflächlich stark erweichten Ton sehr behindert wurden und sich oft Wassermengen bis zu 0,5 m Tiefe am Morgen in der Baugrube vorfanden. Dabei rutschte die dahinter liegende Schwimmsandschicht durch die Niederschläge fort und fort nach, und ganz besonders an der Stelle bei dem linksseitigen Widerlager (Abb. 86) gegen das Völkerschlachtdenkmal zu, wo in dem ansteigenden Gelände eine ziemlich starke Quelle angeschnitten wurde. Nach Vollendung der Betonierungsarbeiten wurde das Fundament mit Hilfe des zu diesem Zwecke gutgeeigneten dortigen Tons zuverlässig gegen das Eindringen von Wasser gesichert, überdies wurde vor dem

.....

v...

4-

» ■#*%}

Abb. 89.

Einbringen des Betons eine Sandschicht auf dem Ton aufgebracht, um beim Einbringen des Betons ein Durchquetschen des Tones zu verhindern. Auch am Widerlager auf der Ausstellungsseite ergaben sich Schwierigkeiten, und es wurde hier eine angeschnittene Schwimmsandschicht durch Stampfbeton abgefangen. (Abb. 89.) In diesem Falle waren starke Aussteifungen nötig (Abb. 90), um die Erdmassen zu halten und das darüber gelegene Ausstellungs-Zufahrtsgleis zu sichern. Sonst sind die Fundamente einfache Kasten Widerlager. Das Nähere ist aus den Plänen (Abb. 162 u. 163), zusammen mit den späterhin auszugsweise angegebenen statischen Berechnungen, zu ersehen.

96

Es war dies alles mit nicht unbeträchtlichen Mehrkosten verbunden, hatte aber den Vorzug, den Bau gegen alle weiteren Zufälligkeiten sicherzustellen. Eine weitere Schwierigkeit, die darin bestand, die so leichte

Brücke dem Wesen der neusn Bauweise anzupassen, darf nicht übersehen werden.

Es ist das Besondere dieser neuen Bauweise, daß wegen der Verwendung des äußerst druckfesten Gußeisens sich eine Konzentration des Kräftespieles auf Körper minimaler Abmessungen ergibt, die, um ihre ökonomischen Eigenschaften und ihre Wirkung offensichtlich zur Geltung kommen zu lassen, entsprechend große Kräfte voraussetzt. Es ergibt sich hieraus die natürliche Folge, daß die Wirtschaftlichkeit erst dort deutlich zum Ausdruck

Wm

Abb. 90.

kommen wird, wo Verkehrslast und Spannweite oder wenigstens eines von beiden genügend groß ist. Hier war es das Naheliegendste, auch aus architektonischen Rücksichten die Spannweite so groß zu wählen (Abb. 83), als^ob man die bestehenden vier Geleise demnächst um weitere zwei erweitern wollte.

Die Bauüberwachung lag in den Händen des Brückenbaubüro der königlich sächsischen Staatsbahnen in Dresden, dessen Vorstand Herr Baurat R. W. Christoph ist und der diese Aufgabe ohne jede Neuheitsfurcht _ (mit der Energie eines jedem technischen Fortschritt geneigten gewissenhaften Ingenieurs ausgeübt hatte. Er wurde hierbei von den Herren Regierungsbaumeistern A. Braune und O. Zosel wirksam vertreten und unterstützt. Diesen Herren sei an dieser Stelle mein aufrichtiger Dank für ihre Mitwirkung ausgesprochen.

Die Ausarbeitung des für die Ausführung bestimmten Entwurfes und seiner Einzelheiten, sowie die Bauüberwachung lag in den Händen des Leiters

~*m\

Cdfff •a

;-T»^ J*&ä

l*

Abb. 91.

meines Konstruktionsbureaus, Herrn Oberingenieur Gerhard N e u m a n n, der zu diesem Zwecke mehrmals nach Leipzig kam.

Gerüst im tiefen Schnee.

Abb. 92.

Mit den Arbeiten wurde bereits im November 1912 begonnen, in der Hoffnung, dieselben noch vor Eintritt des Winters fertigstellen zu können. Abb. 91 stellt die Anfänge der Einrüstungsarbeiten dar, die mit Rücksicht auf die darunter liegenden Hauptbahnlinien äußerst stabil ausgeführt wurden, obwohl das gesamte Eigengewicht der Rippen und Platte nur 2200 kg beträgt, also ein weit leichteres Gewicht genügt hätte. Die Fertigstellung der Einzelentwürfe, die wiederholt Änderungen in der äußeren Form erfuhren, sowie die dann folgende Pause in der Überprüfung, ausgefüllt durch wissenschaftliche Ause i n an de r se t z u nge n, die vorsichtige Herstellung des Fundaments unter der Kontrolle des Brückenbau-Bureaus und schließlich Streiks der Arbeiter verzögerten die Arbeiten, bis endlich der harte Winter im Januar ein trat (Abb. 92) und die Arbeit ganz

Emperger, Neuere Bogenbrücken.

g8

unterbrochen werden mußte. Es wurde ihre Wiederaufnahme, sobald eine längere warme Welle sich zeigte, in Aussicht genommen, aber nach mehreren Fehlversuchen, da kein Zwang vorhanden war, in scharfer Winterkälte zu arbeiten, immer wieder verschoben und endlich am n. Februar vollendet. Mit Rücksicht auf die unsicheren Witterungsverhältnisse bei der Herstellung blieb dann der Bau bis 30. März auf der Schalung liegen.

Die Berechnung ist für eine Nutzlast von 500 kg/m² und Eigengewicht

mmam

Abb. 93.

der Konstruktion durchgeführt, die zulässigen Spannungen aber wurden bei den Eisenbetonteilen entsprechend den Vorschriften angenommen, sonst aber so gewählt, daß eine größere als wie die im Eisenbeton nachweisbare Sicherheit von 3,6 besteht, also durchschnittlich mindestens eine tatsächliche vierfache Sicherheit gegen Bruch vorhanden ist. Für das Flußeisen wurde demnach eine zulässige Zugbeanspruchung von 1000 kg/cm², für den Beton eine zulässige Druckbeanspruchung von 50 kg/cm² zugrunde gelegt. Die Betonfestigkeit wurde durch Würfel und Kontrollbalken nachgewiesen (Abb. 93).

Von größtem Interesse dürfte die im gesamten Überbau verwendete Art der Armierung sein. Es wurden hier zum erstenmal versuchsweise im Brückenbau die sogenannten nietlosen Gitterträger der Fabrik ,,Nietloser Gitterträger, A.-G., Düsseldorf“ verwendet, wie ein solcher in Abb. 93 dargestellt ist. Mit Rücksicht auf die damals auf Lager stehenden Profile wurde, da die Bestellung

Abb. 94. Nietlose Gitterträger. (A. G. in Düsseldorf. Getreidehaus.)

sehr eilig war, die genaue Eisenmenge nach Bedarf durch Rundeisen ergänzt, Die nietlosen Gitterträger wurden von der Königshütte in Oberschlesien geliefert.

Ihre Verwendung ist aus den weiteren Abbildungen klar ersichtlich. Das kleinste Profil mit 6,5 cm wurde als Plattenbewehrung (Abb. 71) verwendet, indem die einzelnen Profile in 40 resp. 50 cm Abstand verlegt wurden und durch quer zu diesem verlegte Verteilungseisen 0 5 mm in Abständen von 20 cm eine

Querarmierung erzeugt wurde. Profil Nr. 16 wurde teils einzeln, teils mehrfach nebeneinander gelegt, in den Rippen der Längs- und Querträger und im Riegel der Rahmen verwendet (Abb. 118 bis 136). Diese Abmessungen wurden aus Ausstellungsgründen vielleicht etwas kleiner bemessen als dies sonst üblich sein wird.

Da das zur Verwendung gekommene Gußeisen nach den in der kgl. mechanisch-technischen Versuchsanstalt in Dresden vorgenommenen Druckproben eine mittlere Druckfestigkeit von 8670 kgjcm² aufwies, wurde eine rechnerische Spannung von 1700 kgl cm² als zulässig beantragt.

Beim Bau hat durchweg S a x o n i a-Zement Verwendung gefunden.

AN-».

. .!

iUial

r ■HTYiVi

Abb. 95.

b) Fahrbahntafel und Überbau.

Zwischen den zwei Bogenrippen (Abb. 86) befindet sich eine Querkonstruktion, welche die Fahrbahnplatte im mittleren Teile direkt trägt und dementsprechend aus 5,25 m weit gespannten frei aufliegenden Trägern mit 1,92 m Achsteilung besteht, während in den seitlichen Teilen die Fahrbahnträger in der Brückenachsrichtung liegen und von Zweigelenkrahmen, deren Fußpunkte auf den Ge-wölbrücken sich befinden, getragen werden.

Dadurch zerfällt der Überbau in drei fast gleich lange Teile: eine mittlere Platte, die zwischen den Bogenrippen ruht, und beiderseits je eine auf zwei Längsträger und vier Rahmen aufgebaute Abdeckung.

(Abb. 86—88.)

Zirka 18 m beträgt die Länge dieser äußeren kontinuierlichen Längsträger, während im Scheitelteil die Fahrbahn mit den'(Bogenrippen ein geschlossenes

»<5%

m/T \    &.

ff .lyggj-fetefe,

INPfr

•8

22

Gra

25 —1

Abb. 96.

100

Ganzes bildet. Bei dem Auflager derselben ist die Anordnung einer Gelenkfuge nötig, einerseits um die Temperaturänderung der Betonplatte nicht auf den Bogen zu übertragen und andererseits um ungewollte Kraftübertragungen durch Deformation des gewiß sehr elastischen Bogens zu vermeiden. (Abb. 96—99).

<p5~mh ^

•Sk

r*

*8

/ Graphit

Graphit

mit erdfeuchtem Beton bis zur Satten Berührung ausgestampft

Abb. 97.

Die Richtigkeit der gemachten Annahme zeigte sich schon beim Ausrüsten durch deutlich sichtbares Arbeiten der Fuge; die Bewegung betrug etwa 1 mm.

SO^m -

~,7D\ Gft <s8mimin 4-OcmAbst t/8

; ?a v^V/A tzw/z/V/mA.__.

!\/\ X\/'\ ,-^N/W' V.160

*1#l

16S

1GJ6 ¹²⁰

ä£g

2016

yv

Aso

Abb. 98. Anordnung der Bewegungsfuge.

In der Architektur gelangt diese sekundäre Bewegungsfuge nicht Ausdruck, da sie in die Außenkante eines Geländerpfostens verlegt wurde. In der Gehsteigplatte selbst wird sie in einfacher Weise mit einem "["-Eisen

verdeckt (Skizze untenstehend).

Um in dieser Fuge Bewegungen sicher möglich zu machen, wurde die obere Fläche des Querträgers IV mit Blech abgedeckt und die Schwelle, welche die Enden der kontinuierlichen Träger verbindet, auf ein zweites Blech gelegt, so daß die beiden Metallstreifen eine Bewegungsmöglichkeit in der Längsrichtung bieten. Die Gleitfähigkeit wurde durch Aufbringen von Graphitpulver noch erhöht. (Abb. 97—99.)

zum

30

1h

17

Um seitliche Bewegungen zu verhindern, resp. um ein Übertragen der Windkräfte zu gewährleisten, sind die beiden Schwellen, wie in Abb. 97—98 ersichtlich, miteinander verzapft.

jjjdßejjjonbjdneu

Um eine vollständig satte Berührung der Seitenflügel zu erzielen, wurden die Bleche mit 1,5 cm Spielraum hergestellt und der Zwischenraum, nach vorherigem Einfetten der Bleche, mit erdfeuchtem Beton ausgestampft. Diese Vorsorge war nötig, da den Zapfen die Aufnahme der Quer-und Windkräfte zugewiesen wurde.

ES

21

Endfeld

Sh

fÜSA-

-k

mudeugey

Von dieser Gelenkfuge ab bis zum Scheitel wurde aus konstruktiven Gründen die sekundäre Tragkonstruktion gewechselt, indem nun nur Querträger zur Anwendung gelangen. Der letzte Querträger hegt 60 cm vor dem Scheitel und verbindet mit einem Voutenansatz die beiden Gelenkstücke und sichert so deren Verhalten zueinander.

Mittelfeld

<3

dSO

30

ie

Abb. 100.

Außenträger

Mittelfeld

HJ

Außenträger

-OSO

Gelenk

-r

Abb. 101.

Überdies wurde auch noch eine Diagonalverbindung angeordnet, welche ein seitliches Verschieben der Gelenke verhindert. (Siehe Abb. 101.) Der mittelste Teil des Bogens

Endfeld

27

USD

!*

01

70

102

zwischen diesen beiden Trägern blieb bis nach der Ausschalung und Probebelastung der Brücke offen und wurde nach dem Verkeilen der Gelenke mit fertigen frei aufliegenden Plattenstücken geschlossen.

Der seitliche Überbau besteht aus einer 8.cm starken Platte mit 3 cm starkem Asphaltbelag, welche von Längsträgern mit je 4,50 m Spannweite getragen wird.

Berechnung der Platte.

Belastung: Nutzlast ....

Asphaltbelag . .

Eigengewicht

Bei Annahme der Kontinuität über 3 Felder ergeben sich folgende Momente:

Feldmitte 1. Öffnung:

M₁ — (0,08 X 228 + 0,10 X 500) i,7²X ioo = 19.800 kgcm.

Feldmitte 2. Öffnung:

M₂ = (0,025 X 228 + 0,075 X 500) X i,7² X 500 = 12.500 kgcm. Stützenmoment:

Mi = — (0,10 X 228+ 0,1167 X 500) i,7² X 100 = — 23.500 kgcm.

500 kg/cm²,

361

192 I

228 kg/m².

Spannimgsnachweis.

a) Feld mitte i. Öffnung:

Gl

^Verteil. E jj_ +Sm/m 8 jl_

H— 20 —^-SO

/£ = 3,8cm²-

= 2,36 cm,

= 840 kg/cm², = 27,0 kg/cm².

Abb. 102.

b) Feldmitte 2. Öffnung:

Bewehrung wie vorher.

,ü‘ -

oe = 526 kg/cm², Ob — 17,1 kg/cm².

c) Über den Stützen:

fe= 0,52+0,6cm²    2*/Z

g?JL ' ' Jl_'_l-JUft

SO-M

— — 23.500 £gcm, = 2,61 cm,

= 750 kg/cm²,

= 29,4 kg/cm².

t#

rrb,

SS

ss?

Abb. 104 a. Platte vor dem Einbetonieren.

3«

'I

ST

*:L-    '

g£- :■?

* ::ig

fei.... ' .. V' -.

m i ■ J *aIm

.

' *"    *%■' * xjl

U £ 'Af 3 '

Abb. 104 b. Betonierung der Platte.

Berechnung der inneren sekundären Längsträger.

Diese ruhen auf Querträgern auf, welche von den vertikalen Ständern in den Stirnfronten, resp. vom Bogen, selbst getragen werden, und sind 4,5 m weit gespannt.

104

87    „

Belastung von der Platte 228 X 1,70 = 388 kg/m, Eigengewicht 18/20

Gesamtes Eigengewicht. .    = 475 kg/m.

Nutzlast 500 kg/m².

Demnach per laufenden Meter Längsträger

g = 475 kg ständige Last, p = 500 X 1,7 = 850 kg Nutzlast.

M =0,08 gl² +0,1 pl²,

,,    ,, Mittelfeld M = 0,0357 gl² + 0,0804 pP>

seitliches Stützmoment Mi — — 0,1072 gl² — 0,1206 pl², Mittelstützenmoment Mn = — 0,07143 gl² — 0,10714 pl².

Bei Annahme der Kontinuität über mehr als 3 Felder beträgt das Moment im Endfeld

a) Endfelder:

4,5²,X ioo (0,08 x 475 + 0,1 X 850) = 249.000 kgcm, 8,046 cm,

890 kg/cm²,

26,6 kg/cm².

Z/16G- lZCm

-26-J

100 —r

7T\

³⁶ M ZO

rat ln

Abb. 10.

b) Mittelfelder.

4-5" X 100 (0,0357 X 475 + 0,0804 X 850) — 172.500 kgcm, 6,52 cm,

995 kg/cm²,

22,2 kg/cm².

,z*iz

IG 16-6 cm²

(26 ' 28 . ZO'

LU bi

H ²

fe-6.0 *1.27-727cm²'

Abb. 106.

c) Stützmoment.

u) Seitliche Stützen (über Rahmen I und III).

M — — (0,1072 X 475 + 0,1206 X 850) 2025 = 310.600 kgcm, x = 14,7 cm, oe = 985 kg/cm², ob = 45.4 kg/cm².

/>) Mittelstütze (über Rahmen II).

4-+l8=lQl8cmll

— (0,07143 X 475 + 0,1072 X 850) X 2025 = 253.000 kgcm, 800 kg/cm²,

36,9 kg/cm².

36

Berechnung der äußeren Längsträger.

194 kgjm

Belastung von der Platte vom Geländer

100

Eigengewicht 35/20

168

ständige Last . . .    462 kgjm.

Nutzlast 500 X 0,85 = 425 kgjm.

Moment im Endfeld.

M — (0,08 X 472 + o,i X 425) 4,5² x 100 = 160.000 kgcm, x = 12,2 cm,

Oe = 925 kg/cm²,

Ob = 36,3 kg/cm².

33

//16 § - 6cm ²

k—IS

Abb. 108.

Moment im Mittelfeld.

M = 4,5² X 100 (0,0357 X 462 + 0,0804 X 425) — 102.500 kgcm. Armierung wie im Endfeld, da M <; 160.000 kgcm ist, Spannungsnachweis nicht erforderlich.

Stiitzenmom ente.

Über den seitlichen Stützen (über Rahmen I und III).

Mi = — (0,1072 X 462 + 0,1206 X 425) 2025 = 204.000 kgcm, x — 13,3 cm, oe — 994 kg lern²,

Ob =38,8 kg!cm².

16 +1*8    ß_Sco z

!

36

h—2S -d

Abb. 109.

Über der mittleren Stütze (über Rahmen II).

Mu = — (0,0714 X 462 + 0,107 X 425) 2025 = — 159.000 kgcm, x = 12,9 cm, oe = 830 kg/cm², ob — 31,0 kgjcm².

JG16-6imz

36

W-.2S -H Abb. 110.

106

Berechnung der Fußwegtafel im Scheitelteiie.

M.92—Ju-/52

u_19Z

TT

TJ

*\-1.9Z    1.92^192

5~.orrt

Abb. iii.

Belastung der Platte.

Belastung wie zuvor.

.    228 kg/mr

. 500    „

-f- Moment in dem seitlichen Feld:

M, = + (0,07714 X 228 + 909857 X 500) X 1,92' X 100 = 24.700 kgcm.

Moment im mittleren Feld:

M₂ = (0,03572 X 228 + 0,08036 x 500) X I,92² X IOO = 17.800 kgcm.

— Moment über den seitlichen Querträgern:

Mi = — (0,10714 X 228 + 0,12054 X 5°o) I-9²² X 100 ■= — d¹^⁰⁰ kgcm.

— Moment über den mittleren Querträgern:

Mn — — (0,07143 X 228 + 0,10714 X 500) i,92² X 100 = — 24.600 kgcm.

Eigengewicht . Fremdlast . .

a) Seitliche ( E n d-) F e 1 d e r.

M = 24.700 kgcm.

fe — N. P. 8 in 0,4 m und 1 0 8 mm in 0,4 Entfernung = 4,02 cm², =i 2,36 cm,

— 990 kglcm²,

= 33.7 kg/cm².

G J]f *8%X

il

-1°° r

b) Mittelfeld. M — 17.800 kgcm.

= 1,87 cm,

= 1030 kg/cm², = 25 kg/cm².

WO

fe = 2,75 h = 2,75

1,0    4(7 -^20

Abb. 113.

c) Über den seitlichen Querträgern. — M = 31.300 kgcm.

x — 2,87 cm, oe — 890 kg/cm², = 21,0 kg/cm².

fe — 2,75 + 0,63 = 3,38 cm²

WO

- >[<

Abb. 114.

d) Über den mittleren Querträgern. — M — 24.600 kgcm.

iH

x — 2,63 cm, oe — 885 kg/cm², ob = 17,7 kg/cm².

. fe = 2,75 cm²    *

7.0?

— 4°'—x

Abb. 115.

Berechnung der Querträger.

Von der Platte Eigengewicht

1545 x 5² x 100

. . 728 X 1,9 —1383 kg[m

• • ‘ • • • — ¹⁶²_>±_

1545 kgim

483.000 kgcm,

x — 10,8 cm,

Oe = 950 kg/cm²,

Ob = 3^5 kg/cm².

100

■J

k/v vv vv

7V^

3G16-18 cm ²

—1

Abb. 116.

-JÜ

io8

Endquerträger.

Fuc^e in J || n itf/eren 3m

1.00

r ss

4-0

«v ja

—sj 2,0 ■ *—

J^zs >U

fywfi-tacm²

Abb. 118.

Abb. 117.

Belastung durch den mittleren kontinuierlichen Längsträger P = o,393 X o,47 + o,447 X 0,85 = 2,55. Belastung von der Platte und Eigengewicht:

.    228    kg/m²

• 192 „

■    ♦    500    M

q = 920 kg/m².

Platte . . .

Eigengewicht Nutzlast . .

= 4,59 »

Mq = * X 0,92 X 5,2² =3,12 tm Mp = 2,55 X 1,8

M — 7,71 tm.

x = 23,4 cm, oe = 854 kg/cm², o =38,6 kg/cm².

Der Rahmenaufbau.

Ir

Wie schon erwähnt, werden sämtliche vertikale und horizontale Lasten durch Rahmensysteme auf die Bogenrippen übertragen. Wir haben diese Konstruktion als Zweigelenkrahmen mit Zugband berechnet, um von den elastischen Deformationen der Bogenträger unabhängig zu sein. (Abb. 119 u. 120.)

(Siehe auch Abb. 100.)

I TW K

Im folgenden ist die Berechnung wiedergegeben:

Rahmen I.

Belastung:

vom Balken P = [1,1428 X 0,475 + 1,2232 X 0,850] X 4,5 = 7,12, ,, Eigengewicht Eg = 0,150 tm.

Die Trägheitsmomente ermitteln sich wie folgt:

1. Trägheitsmomenfim S]c h e i t e 1.

r r-

x = 12,2 cm,

/ = 173820 cmi, F = 1400 cm².

h= Zm / * Fm

1.00

~IÖ~

LJ JL

Abb. 122.

Abb. 121.

2. Trägheitsmoment im Stiel.

10

x = 22,5 cm,

Jv — 252800 cm¹.

r~ «vt-

ZO

Abb. 123.

Nach den Formeln im Bet. Kal. 1913, Seite 64, ergibt sich dann H = 2,23 t,

— —X 0,15 X 5² + 7*¹2 X 1,7 = 047 + i2,i =

= 12,57 — 2,23 X 3 = 12,57 — ⁶.⁶9 — 5.88 im. — M

max

= 6,69 im.

Querschnittsberechnung.

1. S c h e i t e 1 q u e r s c h n i 11.

100

x — 12,8 cm, oe — 787,0 kg/cm², Ob = 35 kg!cm².

ry

4-\-18=10,18 cm

A,

ZG 16.12cm*

IIO

2. Eckquerschnitt.

Für diesen kommt noch das vom Winddruck (belastete Brücke = I5° kg/m²) herrührende Moment hinzu.

5X iS=12,73

W = 1,9 X 4-5 X 0,15 = 1,58 CO i,3 t,

X - X - 0,64 11

— Mw — 0,64 x 3-0 = — i,9 Das Angriffsmoment beträgt dann

— M = 6,69    1,9 = — 8,61 tm,

Abb. 125.

x — 31,1 cm, de =960 kg/cm², oA = 39,3 kg/cm².

3. Das Zugband.

ZH — 2,23 + 0,64 = 2,87 t.

Aus konstruktiven Gründen wurden in die Zugbänder 4 Stück nietlose Gitterträger P. N. 16 eingelegt, so daß die auftretende Zugkraft bereits durch ein P. N. aufgenommen wird.

tlGK

Oe

2,87

-Z— — 480 kg/cm².

Abb. 120.

Rahmen II.

Vom Balken P — (0,9286 X 0,475 + 1,1428 X 0,850) X 4>5 — 6,36 6 ,, Eigengewicht Eg—0,15 t.

h = 2.7

H — 2,28 t,

— Me"— 2,28 X 2,7 = — 6,16 fr»,

Ms = 12,57 — 6,16 =6,41 im.

Abb. 127.

Windmoment.

_ Mw = 0,64 X 2,7 = —1,73 fr»,

— Mw„- = 6,16 + 1,73 = — 7,89 fr».

Die Querschnittsausbildung bleibt daher dieselbe wie bei Rahmen I.

Das Zugband.

Z H = 2,28 + 0,64 = 2,92 t, 2920

* ~6

487 kg/cm².

Rahmen III.

Belastung wie bei Rahmen I.

P = 7,12 t, H — 4,98 t.

Abb. 129.

Die im Scheitel und Eckquerschnitt auftretenden Maximalmomente wurden auf graphischem Wege bestimmt, und ergeben sich laut Konstruktion mit + Mmax — 7,2 tm unter der Rippe,

— M„,ax =— 12,11 tm im Eckquerschnitt.

1. Scheitelquerschnitt.

IDO

x — 12,8 cm,

0e = 995 kg/cm², Ob = 40,0 kg/cm².

<3

\IGI6 X

3U

4 +18—

***

10,18 cm,

Abb. 130.

2. Eckquerschnitt.

7*16n,m

90

# = 38,2 cm, oc — 880 kg/cm², ob — 41 kg! cm²,

Abb. 131.

Das Zugband

Der Winddruck für Rahmen III ergibt sich mit 8,85 t, daher ist: 2H = 4,98 -j- 4,4.25 t = 9,4051.

1    PN 16 g

2    0 18 mm

6 cm²

5.0g

9405

II.09

11,09 cm2 = 849 kg/cm².

1—

112

|-»—30 —*■]

ß*13'0k——2, so

\3

V ,1Ü16    1*18

T7 -' <=—

4*77

25

jslGiet [

=*—

20\0*18m'm

,2Gl6

5*18 i/JL^

p/ /.....

A/plOk.

•*

°c>

c___

L92

*    <?7

ÜW

tf4-

,?♦/<?

f8m/m

■Jl

2.73

lo*

•2,

h7’Z7-»H

Abb. 135. Schnitt c d.

/£77

W.so

'm

/gg

\—33 H

/fl? i

2*18

- n\ /\ /\ x /\ a /\ V\ \/\

\i\ Y vn i -a t~t^i

CX \V'\.AA2></A/ \7*\7A/

\ml \ t

60

*s% 7T

20

2*18

3G16 AM i

36

30

38

b-,

''2A-

<4

W Am

»i JJ7 \Q-G16

2?

t*------50

J4 —

Abb. 136. Schnitt ef.

W//,

Abb. 134. Schnitt a b.

— 30- —

090m

r7

Abb. 133. (Ramen I.)

c) Die Bogenkonstruktion.

Die Bogenkonstruktion selbst besteht, wie vorerwähnt, aus zwei leichten Tragrippen, welche beiderseits die Fahrbahn begrenzen und den Auflagerdruck der Querträger resp. Rahmenträger aufnehmen. Die Abb. 86—87 zeigt im Längsschnitt, in welcher Weise die Querverbindung der Rippen zu einem statisch einheitlichen Ganzen erfolgt. Im Scheitelteile wurde die Gehstegplatte mit den fest eingebundenen Rippen der Querträger als ausreichend angesehen, um die beiden Tragrippen des Gewölbes zu einer Art I-Träger in horizontalem Sinne zu verbinden.

Jenseits der Temperaturfuge wird für das erste Feld, welches als Gelenksviereck gedacht ist — die Wirkung der starken Vouten wurde nicht berücksichtigt — die oberhalb liegende Fahrbahn platte als Querversteifung in Anspruch genommen, da der niedrige Rahmenträger. 3 für die Übertragung der horizontalen Querkräfte in diesem Sinne dimensioniert ist. Die letzten zwei Felder sind durch ein Diagonalfachwerk seitlich versteift. Die Dimensionierung sämtlicher Querverbindungen erfolgte unter Annahme von 250 kg/m² Winddruck, wobei die Wirkungsweise der eben besprochenen Konstruktionsteile im folgenden nochmals erörtert werden wird.

Im Scheitelteile ist eine genügende Quersteifigkeit der ganzen Konstruktion durch die einheitliche 18 m lange Gehsteigplatte gewährleistet (Scheibe A).

Die Windlast, welche von derselben aufgenommen wird, überträgt sich in der Gelenkfuge durch den Querträger IV mit Hilfe der bereits erwähnten Schwellen auf die durch die Platte zu einem einheitlichen Ganzen verbundenen kontinuierlichen Längsträger (Scheibe B).

Diese Scheibe B überträgt vermöge ihrer eigenen Steifigkeit die gesamte Windlast auf den Rahmen III, der daher für diese Belastung zu berechnen ist.

__

Scheibe B

^Scheibe A/ • ^

•V'

7/77,

WA

Abb. 137.

Die nächstfolgenden Rahmen II und I haben nur jenen Winddruck aufzunehmen, der auf das 4,5 m lange Fahrbahnstück direkt darüber wirkt. Fußpunkte dieser Rahmen ruhen auf den beiden Bogenrippen, sind außer durch Eckaussteifungen noch durch Füllstäbe zu einem Fachwerk verbunden und ihre seitliche Steifigkeit wurde so sichergestellt. Die auf den ersten Blick ungewohnte Art und Weise der Anordnung rechtfertigt sich sofort, die verhältnismäßig geringe Querausdehnung der Tragwände ins Auge faßt und weiter feststellt, daß bei zwei Bogentraggliedern von ähnlicher Spannweite bisher stets der Mittelteil freigeführt wurde, in welchem eine schwache Rahmenausführung genügen mag, bahnkonstruktion durch ihre Steifigkeit die Auflagerkräfte des Winddruckes übernehmen konnte, da es sich in solchen Fällen meist um Bogen mit aufgehängter Fahrbahn handelt.

Die Beanspruchung der Füllstäbe wurde mit Hilfe eines Cremonaplanes ermittelt. Darnach ergeben sich

wenn man

am

Die Diese selbst

Auflager aber stets die Fahr-

4*27

N = 22 t

4 0 27 = 22,90 cm².

TI T

/2

10 —»|

Abb. 138.

Maximale Beanspruchung des Eisens

22000 22,90

N = 26 t; 4 0 29 = 26,42 cm².

Oe =

= 960 kg/cm,

= 985 kg/cm².

ii₄

Maximale Beanspruchung des Eisens

26000 26,42

|«- 10    —5=)

Abb. 139.

Die Untersuchung des Bogens selbst erfolgt unter Berücksichtigung der Trägheitsmoment Verteilung längs der Bogenachse durch Konstruktion der Einflußlinien (Tafel 4). Mit deren Hilfe wurden die maximalen Momente und ihre ungünstigsten Kombinationen für jeden Querschnitt aufgestellt und die Dimensionierung entsprechend der angenommenen Trägheitsmoment Verteilung durchgeführt. Es braucht kaum erwähnt zu werden, daß die gesamte Berechnung von dem Brückenbaubureau der kgl. Sächsischen Staatsbahnen in bezug auf die Richtigkeit der gemachten Annahmen über die statische und elastische Wirksamkeit des neuen Verbundkörpers und die rechnerische Durchführung einer genauen Prüfung unterzogen wurde. Eine ausführliche Wiedergabe der diesbezüglichen Rechnungen ist schon mit Rücksicht auf den Umfang eines solchen Berichtes hier nicht möglich.

Als Bogenachse wurde die Eigengewicht-Stützlinie angenommen, so daß für Eigengewicht jeder Querschnitt zentrisch gedrückt wird. Bei den schlechten Bodenverhältnissen, welche bei der Fundierung zu erwarten waren, mußte eventuell mit einer Bewegung in den Widerlagern gerechnet werden. Diese Bewegung war .jedoch kaum kontrollierbar und keinesfalls analytisch und im voraus zu berechnen. In jedem Fall aber hätte sie zusammen mit der Deformation der Bogenachse durch die Eigengewichtswirkung zu einer bedeutenden Vergrößerung der positiven Exzentrizität im Bogenscheitel führen müssen. Es wurde deshalb aus Vorsicht im Scheitel ein Gelenk ausgebildet, welches die Stützlinie auf jeden Fall für ruhende Lasten bei der Ausschalung des Scheitelquerschnittes — der nur rund ¹ der Stützweite stark ist — durch den in der

100

Querschnittsmitte gelegenen Gelenksbolzen zu gehen zwingt. Im Verein mit einer ausreichenden Überhöhung wurde diese Vorkehrung als genügend erachtet und die Momentenbestimmung durch die Einflußlinien ohne Einführung einer weiteren Korrekturgröße als richtig erkannt.

Bei der Auswahl des für die Brücken zu verwendenden Gußeisens ergab sich eine kleine Schwierigkeit, die so recht zeigt, in welchem Maße unserer heutigen Eisenindustrie das Bewußtsein der wertvollen Eigenschaft des Gußeisens abhanden gekommen ist. Wie ich auch wiederholt anderweitig feststellen konnte, kennt der Hüttentechniker die Druckfestigkeit seines Materiales gar nicht und viele Betriebe ziehen es vor, ein recht weiches Material zu erzeugen, so daß sie

3-mm

Abb. 140. Gußeisen-Armatur des Bogens.

stahl* 5%, -H-

~I8~

\SOcm²

66

jt. J fg\SOcmz h-2S-~ MS Abb. 141.

32

*L'

WL

W7/.

.-£5

ifa

Vf

ip

kOcm²

“\wo.

V20A

jStakL

66

Mw._______

T -UtlS

Abb. 142.

fg-hocm²

gar nicht mehr imstande sind, den früher normalen Mittelwert der Druckfestigkeit bei Säulenguß von 7600 kg/cm² zu erreichen. Diese Zustände werden von lokalen Materialeigenschaften der Zuschläge und ihre Zusammensetzung und von der Art der Verwendung der fertigen Gußeisen beeinflußt. Bei meinen ersten Arbeiten, sowohl bei den Versuchen wie bei den kleinen ersten Ausführungen, erhielt ich in Österreich stets unverlangt Gußeisen von etwa 8000 kg/cm2 und mit geringen Mehrkosten 11000 kg/cm² Druckfestigkeit. Der Unternehmer in Leipzig hatte damit jedoch Schwierigkeiten. Die Werke versprachen zwar 8000, lieferten jedoch nur etwa 6300 kg/cm, so zwar, daß das Brückenbaubureau, wenn zulässig, die zulässige Druckspannung auf 1200 kg/cm herabsetzen wollte. Mir war dies jedoch für ein Ausstellungsobjekt , nicht erwünscht. Die Firma setzte ihre

l

! Bemühungen fort und es waren dieselben j schließlich —• wie sie mir mitteilte mit I großen Kosten / Die Mehrkosten entsprechen aber sicher — wie sich dies auch hier herausgestellt hat — der Ausnützung einer Zwangslage,

*10

ta-Wcm²

_*10

'VVM\

Y--30

fß- 00 cm ²

A'.-b. 143.

von Erfolg begleitet.

116

da das härtere Gußeisen wegen seines Mehrgehalt an Si unmöglich teurer in der Herstellung sein kann und dieser Mehrgehalt durch Einschmelzen von verbrannten alten Roststäben und ähnlichem leicht erzielt wird.

Die Prüfungen ergaben schließlich ein zufriedenstellendes Resultat. Ich erwähne diesen Umstand nur zur Begründung des neuerlichen Aufenthaltes im Fortschritt der Bauarbeiten. Die zulässige Inanspruchnahme für die

Rechnung wurde mit ca. 1700 kg/cmfestgelegt, was vorsichtig genug ist.

Die Bewehrung der beiden Bogenrippen (Abb. 141 bis 143) besteht aus einer doppelten Einlage von Guß-eisen-U-Profilen und einer beiderseitigen Flußeiseneinlage zur Aufnahme der Zugspannungen, da prinzipiell dem Gußeisen keinerlei Zugspannungen zur Aufnahme zugewiesen werden. Die Zugspannungen, welche auf den Beton und das Gußeisen im Falle einer exzentrischen Last fallen, werden vollständig durch Rundeiseneinlagen aufgenommen, also eine Rechnung nach Phase II durchgeführt, welche Gußeisen und Beton in der Zugzone als nicht vorhanden ansieht. Doch wird eine zweite Parallelrechnung gemacht, welche nachweist, welche Zugspannungen im Beton und Gußeisen ungünstigsten Falles auf treten können und welche natürlich weit unter den zulässigen Beanspruchungen bleiben müssen. Die gesamten Zugspannungen, welche nun dem Gußeisenkörper auf Grund dieser Rechnung zufallen, müssen dann in der Stoßstelle sicher übertragen werden.

Sto ßübertragungskonstruktionen, entsprechend den verschieden auftretenden Bedingungen der konstruktiven Beschaffenheit der Gußkörper, durchgebildet. Auf den im vorliegenden Falle zur Anwendung gebrachten wird später näher eingegangen werden.

>- GAUit

mH

Mt'

i§?

r9W

i

•v *

Abb. 144.

Es wurden mehrere Arten von

Die Konstruktion ist durchaus so bemessen, daß ein Versuch mit irgend einem Bestandteil der Brücke wenigstens die vierfache Bruchlast ergibt, gleichgültig ob derselbe zentrisch oder exzentrisch mit der rechnungsmäßig ermittelten maximalen Druckkraft bez. Exzentrizität ausgeführt wird.

Bei der Ausbildung der Gußeisenkonstruktion wurde zunächst unabhängig von bestehenden und ausgeführten Gußeisenkonstruktionen, wie solche in der Einleitung angeführt sind, das Bewehrungsprinzip festgelegt und in seinen Einzelheiten ausgebildet, wobei natürlich auf die monolithische Wirkungsweise, welche durch die Umhüllung der Gußeisenstäbe mit umschnürtem Beton erzeugt wird, Rücksicht genommen wurde. Im vorliegenden Falle besteht die Bewehrung aus einer Reihe von sogenannten Normalstücken, wie sie im nebenstehenden Plane (Abb. 140) abgebildet sind und deren jedes ein U-Profil

i-t

kl

’ V m '‘m

Jx.'V—«S---V‘ ~

!■*' v

Abb. 145.

von bestimmter Fläche aufweist, die durch Rechnung genau ermittelt wird. Diese U-Eisen sind in bestimmten Abständen voneinander zu verlegen. Um diese genau durchführen zu können, wurden je zwei aufeinanderfolgende U-Eisenstücke durch ein dazwischen liegendes Stoßstück, dessen Gestalt ebenfalls aus der nebenstehenden Skizze ersichtlich ist, verbunden. Dieses Stoßstück gleicht sämtliche -Unregelmäßigkeiten, welche der Krümmungsverlauf ergibt, aus, so daß ein und dasselbe Normalstück mehrmals verwendet werden konnte.

Die Verbindung der Normalstücke und Stoßstücke erfolgt durch ein Schraubenpaar, welches jedoch nicht lastaufnehmend konstruiert wurde, sondern lediglich Montagezwecken dient. Zur Übertragung der Druckkräfte an der Stoßstelle werden nur die Stoßflächen selbst herangezogen, welche ungefähr

118

die doppelte Größe des Querschnittes des U-Eisens aufweisen, so daß die Inanspruchnahme der Stoßfläche um etwa 50 % gegenüber der des U-Querschnittes ermäßigt wird.

Im großen und ganzen genügte zum Aneinanderpassen der Stoßflächen eine einfache Bearbeitung mit Meißel und Hammer, um geringfügige Unebenheiten des Querschnittes zu beseitigen. Nur an wenigen Stücken war es nötig, Gußfehler durch Hobeln in der Werkstatt beseitigen zu müssen. Die Stoß-

issf***

sC

Abb. 146.

flächen paßten auf Grund dieser Bearbeitung gut aneinander und wurden auf einem Zulageboden zur Abnahme durch das Brückenbaubureau der sächsischen Staatsbahnen verlegt (Abb. 144).

Zwischen die Stoßflächen wurde vor dem Verschrauben eine papierdünne Schicht von feinem Zementmörtel eingebracht, welche die Aufgabe hat, eine satte Berührung der Stoßflächen zu ermöglichen, indem sie die kleinen Unebenheiten, welche sich bei genauester Bearbeitung immer noch ergeben, ausfüllt.

Von einem Aufeinanderschleifen der Stoßflächen konnte ich auf Grund meiner diesbezüglichen Versuche absehen, da eine gleichmäßige Druckübertragung auf diese Weise gewährleistet ist.

Für die richtige Beurteilung der Stoßausbildung haben die Versuche aufklärend gewirkt, welche durch Herrn Prof. Rudeloff für den Deutschen Eisenbeton-Ausschuß gemacht wurden, um die günstigste Lösung des Stoßes zwischen dem Kopf einer Eisenbetonsäule und der Platte einer Versuchspresse (siehe Heft 21 der Berichte des Deutschen Eisenbeton-Ausschusses) festzustellen. Dieselben haben erwiesen, daß selbst der sorgfältige Versuch einer mathematisch genauen Anpassung der beiden Druckflächen nicht so zuverlässig ist, wie eine zwischen den Druckflächen angebrachte feine Mörtelschicht.

Ich habe diese Tatsache in meinen Versuchen bestätigt gefunden und die Anordnungen dementsprechend ausgebildet. Der Gußeisenquerschnitt ist jeweilig an der Stoßstelle so verbreitert, daß seine Inanspruchnahme auf den halben Wert herabsinkt. Die Stoßflächen wurden nur soweit geebnet, daß eine Mörtelschicht von 0,5 bis 1,5 mm zum völligen Ausgleich der Unebenheiten genügt. Eine derartige Mörtelschicht ist jedem, selbst dem höchsten Druck gewachsen. Diese Anordnung gibt die Sicherheit, daß der Stoßquerschnitt in der Konstruktion so stark ist, daß er als gefährlicher Querschnitt nicht in Frage kommt. Im Scheitelteile sind die letzten zwei Stoßstücke zu einem Ganzen vereinigt, da die Verhältnisse die Anordnung eines provisorischen Gelenkes bedingten (Abb. 114). An die zwei letzten Mittelstücke, welche als Rahmen ausgebildet sind, schließen sich die Gelenkstücke, welche einen Bolzen von 5 cm umklammern. Wie bereits erwähnt, wird das Gußeisen für die Zugbeanspruchung nicht mitgerechnet, um jeder Debatte über die Fähigkeit desselben, Zugkräfte zu übertragen, auszuweichen. Es ist aber auch gar nicht notwendig, dem Gußeisen Zugspannungen zuzuweisen, ja im Gegenteil, «s wäre sogar hinderlich, wollte man das Gußeisen in eine Zone hoher Zugspannungen verlegen, da die Stoßstellen doch jedesmal eine Übertragung dieser Zugspannungen verlangen. So leicht sich dieses Übertragen bei geringen Zugspannungen durchführen läßt, auf um so größere Schwierigkeiten würde man stoßen, wenn man diese Aufgaben mit hohen Zugspannungen lösen wollte. Wenn wir die Zugspannungen durch eingelegte Rundeisen aufnehmen lassen und dem Gußeisen nur jene Spannungen zuweisen, wie sie ihm auf Grund seines elastischen Verhaltens zukommen, so gibt die Ausbildung des Stoßes keine Schwierigkeiten. Im vorliegenden Falle lösten wir die Aufgabe einer zugfesten Verbindung der Stoßstelle durch das seitliche Anbringen von Nasen an den Enden der U-Profile und durch heißes Aufziehen von Rundeisen entsprechenden Durchmessers, so daß die gesamten jeweilig im Gußeisen auftretenden Zugspannungen von den Rundeisen unter zulässiger Inanspruchnahme aufgenommen wurden. Das heiße Aufziehen hatte den Zweck, eine innige Berührung und ein festes Aneinanderpressen der Köpfe zu erzielen und auf diese Weise zu verhindern, daß überhaupt andere als elastische Bewegungen in dem Gliederzuge

möglich sein konnten. Die Lösung dieser Aufgabe ist gelungen, da das heiße Aufbringen ohne irgendwelche größere Mühe erfolgte und alle zu diesem Zwecke angebrachten Eisen eine Anfangsspannung aufwiesen, die sich nach dem hellen Ton

beim Anschlägen mit dem Hammer gut beurteilen ließ.

Diese Arbeit wurde natürlich erst auf

dem Gerüst selbst vorgenommen, nachdem bereits die Umschnürung und die unteren Bewehrungseisen samt den Abstand haltenden Bolzen von 20 mm 0 auf dem Gerüst verlegt waren. Die Umschnürung wurde aus Stahldraht im Durchmesser von 3 mm und Abständen von 20 mm erzeugt und zu diesem Zwecke Stahldrahtbänder verwendet, welche aus Drähten obengenannter Durchmesser und Abstände in Bändern von 60 cm Breite nach dem Distanzierungsverfahren vonJ.Schroiff hergestellt worden waren. Diese Drähte, deren Schema nebenstehend abgebildet ist (Abb. 146 a xx.b), wiesen an dem einen Ende eine Schlinge auf, durch welche ein Rundeisen von 0 8 bis 10 mm gesteckt wurde. Die Umschnürungseisen wurden einmal rechtwinkelig abgebogen, so daß die

Schlingen neben der Umschnürungskante fortlaufen während die anderen Enden einfach eben auf der Schalung blieben (Abb. 150). Nun erfolgte die Montage des Bogens in der vorerwähnten Weise. Nachdem beide Bogenhälften verlegt waren (Abb. 146 bis

150) , wurden mit Hilfe eines Flaschenzuges die Hälften einander soweit genähert (Abb.

151) , daß enge Berührung der Gelenkbolzen erfolgte. Hierauf wurde auch das Gelenkstück durch heiß aufgezogene Rundeisen fixiert, so daß die Bolzen sich nicht mehr voneinander entfernen konnten. Endlich wurden auch die Enden der Umschnürung aufgebogen, die oberen Eisen eingelegt und die Umschnürung geschlossen. Über diese Arbeitsvorgänge geben die Bilder genügend Aufschluß. Hierauf wurden die Aufbauten und die Bewehrung der

Deckenplatten verlegt und es konnte zum Betonieren geschritten werden. Während dieser ganzen Arbeit waren die Fundamente bereits bis zu jenem Punkte fertiggestellt worden, an welchen die Gußeiseneinlagen beginnen. Übei die Fundamente und deren Berechnung werden wir an späterer Stelle berichten.

Abb. 147.

Abb. 148.

14

mmm

All

;7

4!

>' ■

Abb. 149.

• -A

Die Herrichtung der Gußeiseneinlagen erfolgte anfangs Januar. Die Verlegung des Gußeisens auf dem Gerüst und das Einbetonieren in den Fundamentkörper gab endlich die Möglichkeit, an die Betonierung des Bogens zu denken, die aber, obwohl am 20. Januar, einem wärmeren Tage, begonnen, wegen neueintretenden Frostes verschoben werden mußte. Sie erfolgte schließlich im Feber.

Die eigentliche Betonierungsarbeit der Bogen war sehr schnell und leicht erledigt, und die 23 m's Beton, welche das Bogentragwerk enthält, wurden vom 10. Feber Mittag bis zum 13. Vorm, eingebracht. Gleichzeitig erfolgte die Betonierung des Überbaues, der bis auf die stadtseitige Treppe und die Brüstung bis 14. Feber fertiggestellt war. Die Betonierungsarbeit war im Laufe von 3 Tagen vollendet.

’k f

T'

Wf

Jgl

51

Abb. 150.

Als Beton wurde ein feinkörniges Material im Mischungsverhältnis 1 : 3 verwendet und nach Bedarf noch mit Zementmilch versetzt. Der Beton wurde in fast flüssigem Zustande eingebracht und man kann die Bogenrippen schlechtweg als gegossen bezeichnen. Gleichzeitig wurden an Ort und Stelle Probe würfel und Kontrollbalken hergestellt, um über die Güte des Materials, welches nicht gerade unter den günstigsten Witterungsverhältnissen erzeugt wurde, Klarheit zu erlangen. Die ganze Arbeit erfolgte bei niederen Temperaturen, mit einem Minimum von -f- 2—4°C Wärme, und nur der letzte Teil der Fahrbahnkonstruktion wurde im Beginn der nun folgenden Kälteperiode hergestellt, welche allerdings mit nur wenigen Kältegraden einsetzte. Dementsprechend zeigen auch die Resultate der gegen Temperatur-

einwirkungen äußerst empfindlichen Kontrollbalken einen Festigkeitsabfall für die betreffenden Stücke.

Die nach vier Wochen zum Bruch gebrachten Probewürfel gaben eine mittlere Materialfestigkeit von 158 kgjcm². Dieser geringe Wert ist darauf zurückzuführen, daß der folgende Frost ihre Erhärtung gehindert hat.

Die am Tage der Ausschalung geprüften, 36 Tage alten Kontrollbalken (Abb. 149 c) ergaben eine Biegungsdruckfestigkeit von 272 kg]cm², ein zur Kontrolle hergestelltes Kontrollbalkenpaar mit feucht gestampftem Beton eine Festigkeit von 281 kgfcm², also nur unwesentlich mehr. Die entsprechenden drei Stück Würfel ergaben bei einem Alter von 38 Tagen 277, 291 und 278 kgjcm². In der Tat hat der Beton, trotzdem er nicht gestampft worden wrar — denn von einem Stampfen kann bei einer derart filigranen und stark von Eisen durchsetzten Konstruktion nicht die Rede sein —, sich vorzüglich verhalten und alle Teile tadellos umhüllt. Ein Bericht des Brückenbaubureaus sagt darüber:

tfü

Z,1

**

.

, *<*

lSP2ä

Li

fl

Vil

Abb. 151.

„Am 3. März erfolgte die Durchsicht der von der seitlichen Schalung befreiten Bogenrippen der FußgängerbrückebeiSt. 60+50 L. H. V. Es wurde festgestellt, daß die Anbindestellen der einzelnen Tagesschichten gut miteinander abgebunden hatten. Ins Innere sich hineinerstreckende poröse Stellen oder gar Hohlräume wurden nicht gefunden. Durch sorgfältiges Abklopfen und stellenweises Einspitzen an zweifelhaften Stellen wurde die gleichmäßige Beschaffenheit und die gute Erhärtung des Betons festgestellt.“

Der vom letzten Teil der Fahrbahn hergestellte Kontrollbalken, der bereits in seinen ersten Stunden (er war spät am Abend hergestellt worden) Nachtfrost erhielt, ergab eine Festigkeit von 146 kgjcm².

d) Das Widerlager und seine Berechnung.

Die Angriffskräfte im Punkte G wurden auf Grund der ungünstigsten Laststellungen und 15⁰ C Temperaturdifferenz mit folgenden Werten ermittelt.

: (+) N =274,70 mit der Exzentrizität (-(-) e = -f- 1,33 m

: (—) W = 239,04 „    „

= 323,22t „    „

Das Gewicht des auf der Fundamentplatte ruhenden gestampften Erdkörpers (y = 1,9) beträgt, da die Fläche des Vertikalschnittes: F₀ =32,76 m² ist F = 32,76 X 7,0 X 1,9 = 435 t-

viax

•V

(—) e = — 0,703 „ und e = + 0,452 „

Die gedrückte Fläche ist

F = y X 7,5= 52,5 ™²-Die spezifische Pressung der Fundamentfläche durch auflagernc.e Erdmassen beträgt bei einer Aushubtiefe von 5,5 m mit y = 2,1 für lehmigen

Sand

Pv = 5,5 X 2,1 = 11,55 t/m = 1,16 kgfcm².

Die Auflast der Platte durch eingestampftes Material beträgt in der Tiefe von 4,5 w {y — 1,6 im Maximum)

P2 = 4,5 X 1,6 = 7,2 tjm² . . . 0,72 kg!cm².

1. Bodenpressung bei -f- Af Aus der Abb. 161 entnehmen wir N, =

max*

maximale Bodenpressung durch das Bauwerk wird 5 =1,96 kg fern².

2. Bodenpressung bei Vollbelastung.

H H Ul Ui

F 52,5

= 11,7 tjm

Wir entnehmen:

N₂ - 670 t

N 670

F~

5²,5

= 12,76 tjm².

Die maximale Mehrbeanspruchung beträgt

S = 1,66 kglem².

3. Bodenpressung bei — M

ntax*

Wir entnehmen

N₃ =600 t

600

52,5

= 11,4 tjm²

S = 1,46 kglem².

Die Mehrbelastung des Boden durch das Bauwerk erhalten wir mit l\ S = 5 — yl <C 1,0 y cm², also wie verlangt stets kleiner als 1 y cm².

Berechnung der Fundamentplatte.

Das obere Feld wird der Belastung entsprechend stärker als die beiden unteren ausgeführt.

a) Obere Platte.

= 12 t/m²,

= 2,5 m,

— 12 X 2,5² = 6,25 tm,

LU

12

# —    11,i cm,

oe =1030 kg/cm², 47,5 kglem².

7 00

Ob —

Am Ende wurde die Hälfte der Eisen aufgebogen.

Abb. 152.

b) Untere Platte.

7=7 t/m²,

M ⁼ ~7 X 2,5² = 3,65 /m,

x = 8,7 cm, o* = 990 kg/cm²,

Ob = 47* 5 kg/cm².

100

rv»

-ZO lScm’

Abb. 153.

c) Rippe T.

l-\- 2 a — 7,05/= 5,24 • a=o,88, l* & P =7 X 1-25 X 12 = 105 r = <7.

= 5*8 tm>

105 X 0.88²

2X7

* =3.5*

M₂ =

105 X 3,5 / _ 0^88 2    \    3.5

3.5

Abb. 154.

J0fi22~ 38.07cmz

105 X 3,5 X 0,249

= 45,8 tm.

ns ²⁰

x — 31 cm, öe = 970 kg/cm²,

Ob = 19,8 kg/cm²,

75

X 0,223 = 8,36 kg/cm².

-120

Abb. 155.

30

Berechnung der Schubkräfte.

ros

GLu er kraft

j.zß —H

if

Siso

f-Z70

/-

1Z0

erhalten wir folgende Verteilung:

0,535 X 1

Für <2 = 1/

53,50

20 X 120

= 0,223.

20 X 120

Da der Koeffizient für das Auflager kleiner ist, so ergibt sich folgender typischer Verlauf der Schubspannungen.

pos-

1.18⁵-

x — 0,88.

Es werden stets drei Eisen bis ans Ende geführt, obwohl die aus anderen Gründen vergrößerte Balkenhöhe fast kein Eisen benötigt.

0.)8SQ

0.2

(*

116•r—»

k-.Skg/cm²-

/«• 3-36kg

Rippe II.

SOS

*1

Abb. 157.

Belastung p=y t/m², P = 2,5 X 7 X 7 = 125 t, x = 3,5 m,

45,8 X 1,25 1,05

x = 24,4 cm,

Oe = 950 kg/cm², ob = 14 kg/cm².

= 54,5 tm,

30

Z.SO

ns

Abb. 158.

Die Berechnung der Schubspannungen erübrigt sich, da Rippe II nur 7 t/m² zu tragen hat und gleiche Netzbewehrung besitzt wie Rippe I. Dasselbe trifft bei allen Rippen zu.

Rippe III.

*=3,5.

Belastung: p — 5 tjm²; ^ = 2,5X7X5=88 /, 45,8 X 88

fe- lOtZO« Zlbjcm

ISS

105

= 38,2 tm,

x = 20,7 cm, oe = 950 kg/cm², ob =11,6 kg/cm²,

zs

2S0

120

Rippe IV.

fp.,h*Z0%'1tS7a,\

Belastung: p — 7 t/m-', 1,25 X 7 X 7 = 61,2 t,

=    = 27,3 tm,

x = 26,0 cm, oc = 900 kg/cm², ribn— kg! cm²

& 11

20

/i

Ur

1.ZS-

Abb. 160.

jn

Bf

/v, 7 /

fj

ft

&G

fJt

A// /

S>./

*55

"j

7S

/a

Af/y

Abb. 161.

;

--------J

r

Äv

10*22

$

t?

&

\

ßt

■<?/

<§>

<7

VJ

-^2

,'J

/

/

.X&

4 *20

3?/

7^-S

Vfc

£t

M

&

'10*20

H/’l

$/

"2So

Hatten feld 3

3d°

JJT7T

8*18m/m p.lm.s

s

"»

8*18

-2.80

T

Abb. 162 a.

r

—! 2so

2, SO

j

75

'20V

H

m

\

;

T

I

i

ff

-!l

i

L

l!

<dL

230

J^5

-2.30

zm-

£

£

§

«M-

Ni

Sfl

j

§S

03

ä

Ml

LMjlüi

A '4

csj

Ä

1

*ZSZt

-■*■.

Abb. 163 a.

-■

o

\—I

vSb_.

V3

■«I

3

g

Oo

7

■~i-,

--i

I

UQ⁴! 7*]

l

/ /:

i

^~ZT

t-

4/ 71

ü

TJP,

-TV

p?

i$ m

&/I|

ä

V

/

i

I I

b

NN

nN

$C

Qj

8s

ZS.

R

%

r?

XS

$3

R.

:s

R

5a

■«.

t»

/

3

/-

^ '

RahmenI

*18m'm

Rah menI

3.

-

\

N

Oj

OS

~s yy/.

= =^

Z

F

hH

-*- 30 h—

-4.90-

Npfzbewehrunq 2xt?0/+J0% \    10 *&%

m?a

7\"

li

30

*1

VA

JTH

3*30

"\ rtättehbewebrung io*i8mh P/m Abb. 163 b *)

' Jm

gK^e%i

122*4

*235

yM

Pl>;

c#

Ml/'

im!

[.-V>

r*

!p5

PB

Abb. 164.

*) Die Armatur der Platte hat eine kleine nicht wesentliche Änderung erfahren, die in der obigen Abb. nicht mehr ersichtlich gemacht werden konnte.

Empergei, Neuere Bogenbrücken.

e) Fassade und Geländer.

Die ganze Fassade wurde mit Vorsatzbeton ausgeführt. Die hierzu nötigen Zuschläge sowie die Werkstücke für das Geländer wurden von der Firma Wilhelm Müller, Steinputz- und Terrazzowerke in Wünschendorf a. d. Elster, bezogen; sie machen infolge der schönen Farbe einen vorzüglichen Eindruck.

Zur Berechnung der Geländerträger nehmen wir die Druckkraft einer sich anlehnenden Menschenmenge mit 200 kgjm an, dann ist die auf einen Brustwehrbalken einwirkende Last

P = 4,5 X 200 = 900 kg und das Moment M = — x 900 X 450 = 50.700 kgcm.

8

18

Hat der obere Balken der Brustwehr das nebenstehende Profil, so sind die auftretenden Spannungen:

-t- *1

x = 6,52 cm, ob = 41,8 kg/cm², oez = 913 kg/cm².

Abb. 165.

Oed = 435 kg/cm'². p/ff mlm.

-ft

S> «■ >

<i

3*10

Berechnung des Geländerpfostens.

Am Kopfende desselben greift die Kraft P = goo kg' a.n. Das Fußmoment -ergibt sich mit M - 900 X 98 = 88.200 kgcm. Der Querschnitt ist der nebenstehende. x — 11,3 cm, oe = 1010 kg/cm², ob = 37»⁶ kg!cm².

,/c

$

■4

. - *:•

5|p?

>’•

r£ ¹

. iS

Windkraft:

4,5 X 1,05 X 0,8 X 0,25 t = 0,945 t, M = 0,525 X 0,945 = 0,496 tm, x = 10,1 cm,

Oe = 745 kg/cm²,

Ob = 23,4 kg/cm².

Berechnung auf W i n d d r u c k,

-h-

fr.

• M

■ [I I |

4*#

Z Z.

Entsprechend den in der Fahrbahn ausgeführten Dilatationsfugen, wurden auch im Geländerträger Bewegungsfugen angeordnet welche einfach in der Weise erzeugt wurden, daß in dem Ständer, welcher über der Dilatationsfuge steht, der Brüstungsholm beweg lieh gestoßen wurde. Die Platten des Ge länders wurden fertig versetzt, Ständer und Holme an Ort und Stelle betoniert.

Die Ausrüstung. Am Morgen des 31. März wurde mit der Ausrüstung begonnen. Um sämtliche Vorgänge hierbei in dem Bauwerk auf das Genaueste beobachten und sich ein Bild von den Vorgängen des neuartigen Materials machen zu können, hatte das Brückenbaubureau die in der untenstehenden Skizze Abb. 168 eingetragenen Stellen Feinmessungsapparate angebracht. Die fünf beobachteten Punkte werden in der Folge einerseits wie in Abb. 168 mit a, b, c, d und e und auf der anderen Seite mit A, B, C, D

tTOfffTTTßfSTWV,™

Abb. 167. Die Brücke vor der Ausrüstung.

und E bezeichnet. Alle mit Ausnahme der 4 Libellen sind selbstregistrierend. Die Durchbiegungsmesser a und A arbeiten mit 5 facher Übersetzung, ebenso die Apparate zur Registrierung der horizontalen Verschiebung der beiden Widerlager b, B und c, C. Es wurde außerdem an der aus Abb. 167 ersichtlichen Stelle Stauchungsmesser angebracht.

Die Anbringung dieser Stauchungsmesser geschah in der in Abb. 169 a—c dargestellten Weise unmittelbar am Gußeisen in der einen Rippe und

Ta

Abb. 168.

außerdem unmittelbar am Beton bei der anderen Rippe. Die Stelle ist wie gesagt in Abb. 167 ersichtlich und in Abb. 169 a—c zeichnerisch dargestellt. Es findet sich dort die Lage der Knaggen angegeben, an welchen die Apparate befestigt wurden. Die Genauigkeit dieser Apparate genügte vollständig bei den im Eisenbau vorkommenden Stauchungen. Die Resultate dieser Stauchungsmessungen soll hier nicht weiter erwähnt werden, da die Aufzeichnungen nur insofern Interesse haben, als sie — ganz entsprechend den bei den Versuchen unter den zulässigen Lasten gewonnenen Resultaten — so klein geblieben sind, daß ihr Nachweis selbst mit diesen feinen Instrumenten nicht ganz zuverlässig möglich gewesen ist und sie nichts ersehen lassen. Wer in diesem Gebiet, d. h. bei Größen unter i/io mm, Ver-

\e

30

^,S^30~6t

0,80 -

400-

W~~

\3 0^-24,0-

080m-

400

Abb. 1696. Schnitt a—b.

30

•H ri

rHHi—n

0,80 m

HJHJ-U-U

-«äwoj-ÄS'—!•—w

Abb. 169 a. Schnitt c—d.

aufJen

is

I 39

jl

v>

kM

Abb. 169 c. Schnitt e—/.

gleichsmessungen vornehmen will, der muß zu Spiegelmessungen greifen, und diese sind im Freien immer eine sehr unsichere Sache. Wenigstens in der bisher üblichen Form. Siehe diesbezüglich die Arbeit Prof. Dr. R. Müller Dresden „Neuere Versuche an Eisenbetonbalken“. W. Ernst & Sohn, Berlin

1909. Preis 7 M. 50 Pf. Das negative Resultat bei diesen Dehnungsmessungen hat hier trotzdem eine sehr große Bedeutung, weil es den Wert einer Bestätigung unserer sonstigen Untersuchung über die Größe der Stauchungen besitzt, insofern als die von mir vorhergesehene Größe der Stauchung nicht überschritten wurde. Dagegen ist die Formänderung trotz ihrer Kleinheit aus ihren Wirkungen über den ganzen Bogen in erster Linie durch die leicht nachweisbaren Durchbiegungen genau zu ermitteln.

Nachdem die Apparate sämtlich in Nullstellung gebracht waren (siehe Abb. 171), wurde mit dem Ausrüsten der seitlichen Streben, welche die Trapezspreng werke seitlich versteifen, begonnen und zwar durch Lockern der Hartholzkeile.

Dann wurde zur Senkung der Mittelstützen, die sich direkt unter dem Scheitel befinden, geschritten. Diese waren ebenfalls auf Hartholzkeilen ge-

4»

■M

IS

tX

Bis*’«. 1 Ers

• >■

Abb. 170. Die Brücke voll belastet.

lagert und wurden letztere, wenn auch schwierig, schließlich entfernt. Die Durchbiegung vergrößerte sich nun auf 3,56 mm im Scheitel, und dieser Zeitpunkt ist in dem Graphikon (Abb. 171) durch Ablesung 1 gekennzeichnet. Die hierauf erfolgende Senkung der dritten Stützenreihen ergab kein sichtbares Resultat, da bereits die elastische Deformation des Gerüstes zur vollständigen Senkung des Bauwerks genügt hatte.

Hervorzuheben ist, daß sich, solange das Gerüst tragend war, die Schwankungen, welche der Schnellzugsverkehr auf der unter der Brücke befindlichen Hauptbahn hervorruft, auf der Brücke stets fühlbar machten. Derartige Schwankungen werden bereits fühlbar, wenn sie nur wenige Hundertstel Millimeter ausmachen. Sie waren nach Absenkung des Gerüstes nicht mehr zu spüren und wurden auch von den Apparaten nicht registriert. Die Apparate verblieben an der ausgeschalten Brücke und um 6 LThr abends wurde die letzte Ablesung entsprechend der Bezeichnung III. in Abb. 171 gemacht.

Da die Temperatur im Laufe des Tages während der Ausrüstung bis gegen Abend gestiegen war, während welcher Zeit die Brücke der intensiven Sonnenstrahlung eines klaren Frühlingstages ausgesetzt war, hatte sich der Scheitel inzwischen bis über die Nulleinstellung gehoben, um sich erst im Laufe der

10 1Z 2    4    6    8    10    12    2    4-    6    8

10 1Z 2 k 6    6

20°

10°

Temperatur in Celsius

₀<rc-

4-

Scheitelsenkung

2t-

10

1Z

0.5

ätkCzWider/ags Verschiebung

0".

Widerlagsverdrehung bei d und e

10

j.

20

30

S0"\

s.

ff

klar\ Sonne 31. (März

trüb, Wind, Regen, Schneetreiben i, April 19x3.

VI VII VIII

Wetter:

Tag:

Ablesung: O I

Abb. 171. Die Resultate der Beobachtung bei den Durchbiegungen, Verschiebungen und Verdrehungen.

II III

IV

IX

folgenden Nacht wieder zu senken. Dabei ist zu beachten, daß während der ganzen Zeit die Gelenkwirkung im Scheitel unbehindert blieb, da man den Fundamenten Zeit zum Setzen geben wollte, weil der Bogen erst nachher durch

Einkeilen in eine gelenklose Konstruktion verwandelt werden sollte. Zu diesem Zwecke wurden die Keile am i. April des Morgens seitlich horizontal eingeschoben, so daß durchweg eine satte Berührung der Stoßstelle erfolgte. Zu diesem Behufe waren die Scheitelteile der Brücke bereits vor dem Verlegen genau bearbeitet worden, so daß nun diese Arbeit in kürzester Zeit erledigt werden konnte. Wie bei jedem wichtigen Punkte der Herstellungsarbeiten während der ganzen Bauzeit der Brücke, so waren auch jetzt dauernd Herren des Brückenbaubureaus der königlich sächsischen Staatsbahnen in Dresden anwesend, um sich von der sachgemäßen Durchführung der Arbeiten zu überzeugen, und es wurden insbesondere diese wichtigen Messungen unter der steten Kontrolle des obgenannten Bureaus vorgenommen.

ungen

Die Abb. 171 gibt eine Übersicht der Resultate der vorgenommenen Messungen im Punkte a—e resp. A—E. Der erste horizontale Maßstab zeigt die Stunden vom 31. März 10 Uhr früh bis zum 1. April um 8 Uhr abends. Darunterstehend ist der Verlauf der Lufttemperatur im ’ Schatten am Tage, soweit er aufgenommen wurde, eingezeichnet. Die nächste Darstellung gibt den Verlauf der Scheitelsenkungen bei beiden Rippen. Für den Punkt a sind die Größen der Durchbiegungen in Zahlenwerten eingeschrieben. In der Folge sind die Eintragungen A bis E unterblieben, da diese Seite am 31. der Sonnenstrahlung und am 1. April einem starken Wind ausgesetzt war. Diese Einflüsse machten sich bei den Ablesungen in störender Weise geltend. Die dritte Rubrik gibt uns die Verschieb der Widerlager in b und c resp. b c. Sie zeigt weiter durch Schraffierung, wie dieser Verlauf durch die Temperatur beeinflußt worden ist, so zwar, daß das Maximum nicht deutlich, resp. nicht ohne diese Ergänzung ersichtlich ist. Die letzte Rubrik gibt endlich die Widerlager Verdrehungen bei d und e wieder.

Am 1. April wurde auch der Scheitelteil der Rippen mit Beton vergossen. Die freiaufliegenden Platten, welche während der Ausrüstungen entfernt worden waren, um das Arbeiten des Gelenkes in keiner Weise zu behindern, wurden nun wieder eingelegt. Druckkräfte konnten die Platten aber auf keinen Fall aufnehmen, da eine über einen Zentimeter breite Fuge das freie Aufliegen verbürgte. Diesem Zeitpunkt entspricht die Ablesung Nr. IV. Die Probebelastung wurde nun in Gestalt von Sandsäcken aufgebracht. Es wurden auf 20 m beiderseits vom Scheitel insgesamt 80000 kg in 1440 Sandsäcken aufgebracht und die Ablesungen während der Belastungen vorgenommen. Es zeigt Ablesung VI die halbseitige Vollbelastung, Ablesung VII die beiderseitige Vollbelastung mit einer maximalen Durchbiegung von 10,4 mm, Ablesung VIII die halbseitige Vollbelastung der zweiten Hälfte — indem die erste entlastet wurde — und Ablesung IX die vollständige Entlastung der ganzen Brücke. Die Zeit zwischen Beginn und Ende der Probebelastung betrug insgesamt zirka 6 Stunden. Die Abb. 170 zeigt die vollbelastete Brücke, welche unter der Wirkung der Vollast etwa eine halbe Stunde verblieb. Die Widerlager zeigten eine seitliche

Bewegung unter der Wirkung der Vollbelastung von zusammen 0,52 mm. Diese Zahl ist wegen der Wärmeeinflüsse als nicht ganz verläßlich anzusehen. .Sämtliche Deformationen gingen mit der Entfernung der letzten Last wieder auf Null zurück (siehe Abb. 172), wobei es natürlich dahingestellt bleiben muß, inwieweit auch hier die Temperaturen eingegriffen haben.

Wenn man nur eine Bogenrippe belastet hätte, so würde eine derartige einseitige Belastung infolge der dadurch herbeigeführten Verdrehung der Fahrbahn und des Rippenquerschnittes nicht größer sein, als dies bei einer Vollbelastung und der damit verbundenen gleichen Senkung der beiden Bogenrippen der Fall war.

Es erweist eine -einfache Überlegung, daß dieser Verdrehungswinkel auch in dem Fall der Vollbelastung vorhanden ist, da der Verdrehungswinkel bei Vollbelastung am Auflager des Querträgers bei der vollaufgebrachten Last von 400 kg/m² bedeutend ungünstiger ist.

Daher kann man wohl sagen, daß die Bogenrippe bei dem vorliegenden Belastungsfall unter den ungünstigsten Verhältnissen, d. h. also für maximale Vollbelastung und maximaler Verdrehung erprobt wurde.

Auf Grund des glänzenden Resultates der vorliegenden Probebelastung wurde die Benützungserlaubnis erteilt und das neue Bauwerk von seinem derzeitigen Eigentümer, der Leitung der I. B. A., übernommen und auf Grund eines von mir geäußerten Wunsches vom Magistrat der Stadt Leipzig nach dem siegreichen österreichischen Generalfeldmarschall des Jahres 1813 „Fürst Schwarzenbergbrücke“ benannt als Huldigung vor dem großen Feldherrn und Sieger in der Völkerschlacht bei Leipzig.

Versuche mit Brückenteilen in natürlicher Größe in Wien und die Auswertung der Probebelastung in Leipzig*

Um die Richtigkeit der gemachten Berechnungen nachzuweisen und so auf diese Weise die Richtigkeit der gewählten Abmessungen zu erproben, wurde in Gegenwart des Vertreters der königlich sächsischen Staatseisenbahn-Direktion, Herrn Baurat Christoph, an der Wiener Technischen Hochschule eine Reihe von Versuchen ausgeführt, unter welchen sich auch drei in natürlicher Größe ausgeführte Scheitelstücke der Schwarzenbergbrücke, die in der Folge mit Nr. IV, V und VI bezeichnet sind, befanden. (Abb. 173, 176 und 177.)

Weitere gleichzeitig ausgeführte Versuche, die hier nicht wiedergegeben werden können, hatten die Aufgabe, die Wahl der Umschnürungsweise des näheren zu ergründen. Sie zeigten deutlich die Überlegenheit der dabei angewendeten und bei der Schwarzenbergbrücke ausgeführten Umschnürungsmethode. Diesen Versuchen wurden die in der statischen Berechnung des näheren ermittelten Kräfte und die zugehörige Exzentrizität zugrunde gelegt.

■gl

■Mga»

* »•

hat

l|§l

'i

Sgr

■kl' i

__________...

’ ' ‘ ^

Fig. 172. Probebelastung der Brücke.

Y—Z&

*1Z

Geschnittene Umschnürung und A nsicht*es Gußkörpers    abgedeckte Umschn.

z+zo

t Zcm 4

-mtF/

'ZfZ0”m

----£33 m-

Abb. 173. Versuch Nr. IV.

Die Momente und Normalkräfte wurden auf ^Graindjier Lastverteilung für die maximal ungünstigsten Momente ermittelt, wie sie sich aus den Einflußlinien ergeben. Dazu kam dann noch der Einfluß der Temperaturdifferenz von dt 15° C.

J |

♦V

41

Das maximale positive Moment hat sich bei der Schwarzenbergbrücke bei ungünstigster Last und —15⁰ C mit M zugehörige Normalkraft mit 101,38 t, daher

11,41 101,38

11,2 cm ergeben. Das negative Moment ist bei ungünstigster Belastung und + 15⁰ C — 9,25 tm, die zugehörige Normalkraft mit

114,62 t, und die Exzentrizität daher

max

= 11,41 tm, die

die Exzentrizität mit-^ =

= 0,112 w =

■■

P.

1:1

Abb. 174. Versuch Nr. IV nach Bruch bei 565 t.

9>25 114,62

— 0,0846 m = 8,46 cm. Es braucht wegen seiner geringen Exzentrizität nicht in Betracht gezogen zu werden. Die maximale Vollbelastung ergab 138,10 t als angreifende Kraft, und bei einem Moment von 2,17 tm eine Exzentrizität von 1,57 cm. Die zwei extremen und maximalen Fälle der Belastung sind im obigen durch Fettdruck hervorgehoben.

Der ungünstigste exzentrische Lastangriff tritt bei maximalem positiven Moment ein, die. ungünstigste zentrische Last bei maximaler Vollbelastung. Diese beiden ungünstigsten Lastfälle wurden in diesen Versuchen wiederholt und geprüft. Der Versuch Nr. IV (Abb. 173) wurde entsprechend einer Normalkraft von 138,1 t fast zentrisch ausgeführt und ergab als Bruchlast 5651. Bei 450 t zeigten sich die ersten Erscheinungen eines oberflächlichen Abblätterns außerhalb der Umschnürung.

Es ist dies eine charakteristische Eigenschaft des neuen Materials, daß es einerseits lange genug nach Überschreiten der zulässigen Lasten, anderseits aber immer noch vor der Erschöpfung seiner Tragfähigkeit durch augenfällige Symptome vor einer weiteren Erhöhung der Last warnt, ohne jedoch durch diese Last zum Bruche gebracht zu werden. Der Bruch trat beim Versuch Nr. IV

mim /m 7 -OM

Deformation in m,mim¹

SS*

Cu

0,126

Ci

ISO

\200

773Wer /2S.6 Last in Tonnen

Abb. 175. Stauchungen unter den zulässigen Lasten bei Versuch Nr. JV.

durch seitliches Aus knicken in der Richtung des kleineren Trägheitsmomentes ein. (Abb. 174.) Die dort ersichtlichen großen Abblätterungen sind eine Folge der Knickung, wie sie sich noch deutlicher an Abb. 62 ergeben, wo die Last absichtlich weiter gesteigert wurde, um zu augenfälligen Zerstörungen zu gelangen. Die Sicherheit ermittelt sich aus

565

5 ₌    - = 4,09.

138,1

Die Würfelfestigkeit des Betons betrug 210 kg/cm², die Würfelfestigkeit des Gußeisens rund 8000 kg/cm², entsprechend unserem normalen Guß. Während des Versuches Nr. VI wurden

Beschnrttens U/nschntirvng und Ansicht 4es Guß Körpers

I»|| 1 rmrri ■ - ~

120«

auf eine Länge von 2 m des Versuchskörpers Stauchungsmessun geglichene Stauch bis 200 t in der ne

gen vorgenommen. Die aus-itnerskurve ist unter Lasten

Abb. 176. Versuch Nr. V.

stehenden Abb. 175 eingetragen, soweit sie für den weiteren Gedankengang von Interesse ist. Die Fortsetzung derselben findet sich in Abb. 63 vor. Wichtig ist hierbei, daß sie unter der bei der Belastungsprobe auftretenden Last von I25‘9 ^ eine Stauchung von 0,126 mm pro 1. m. zeigt. Der Versuch IV hatte eine Länge von 2,93 m.

Mit einer zweiten Versuchssäule Nr. V von gleichem Querschnitte (Abb. 176) und gleicher Anordnung, jedoch von 1,2 m Länge, wurde ein

Versuch zur Durchführung gebracht, welchem die ungünstigste exzentrische Belastung entsprechend einer Normalkraft von 101,38 t und einer Exzentrizität von 11,2 cm zugrunde lag. Die Belastungsanordnung war die gleiche wie in Abb. 62. Bis zu einer Last von 400 t zeigten sich keinerlei äußerliche Erscheinungen, welche auf ein Erschöpfen der Tragfähigkeit hindeuten könnten. Da trat plötzlich ein Bruch der Fußplatte ein, welche für die als Einzellast angreifende Last zu schwach war, und dieser Zufall führte Zerstörungen im Kopfteile herbei, welche eine Fortsetzung des Versuches unmöglich machten. Selbst wenn wir von diesem ungünstigen Zufall absehen,

400

i5i^8=³’⁹⁵

betrug. Es lag also kein zwingender Grund für eine Wiederholung vor. Dieselbe ist übrigens bei Versuch Nr. VI ausgeführt worden.

Der Versuch Nr. VI (Abb. 177) war im allgemeinen gleich dem Nr. IV, jedoch anders umschnürt und 3,3 m lang; derselbe ergab mit einer Exzentrizität

so ist die erreichte Sicherheit immerhin genügend, da sie S —

.j

Fg-JQsm¹

Tüll

u.

Wm

- ----------Al-■ Uav......-. ~

T-

Geschnittene Umschnürung und Ansicht des Guß Körpers

\Z+ZO

abgcdechte Umschnürung __J-iÄQ

1=

tr

3.30

Schnitt a -b

Abb. 177. Versuch Nr. VI.

von 9,2 cm eine Bruchlast von 505 t. Die während des Versuches Nr. V gemachten Deformationsmessungen sind in Abb. 178 aufgetragen und beziehen sich auf eine Meßlänge von 1 m. Die Ablesung erfolgte wie in den früheren Fällen durch Einvisieren eines Fadenkreuzes auf Präzisionsmaßstäben. In der genannten Abb. 178 sind die Ablesungen 1 und 3 sowie das Mittel von 2 und 4 als Achsendeformation mit Laststufen von 50 t eingetragen. Diese Stauchungen in der Achse 1—3 geben eine gute Übersicht über den Spannungsverlauf. Es ist zunächst die rechnungsmäßige Stauchungsverteilung für die Last von 101,38 t aufgetragen. Sie stimmt in ihrem Verlauf mit dem ihr zugrundegelegten Stauchungsbilde von etwa 400 t — als einem Viertel der Bruchspannung — wie ersichtlich sinngemäß überein. Die Versuche ergeben also auch nach dieser Richtung hin die Richtigkeit der gemachten Voraussetzungen. Wir haben die Abmessungen mit dem ganzen Rüstzeug der Technik untersucht, das heute dem Konstrukteur zur Verfügung steht. Dies ist meines Erachtens nach die schärfste Probe, der man eine Rechnung unterwerfen kann. Sie bringt aber noch einen anderen, neuen Gesichtspunkt zur Geltung. Sie räumt den Versuchsanstalten die ihnen auf Grund ihrer heutigen Ausbildung gebührende Stellung des unparteiischen Richters ein, der in allen derartig wichtigen Fragen der Praxis, wie es die Zuverlässigkeit einer neuen Säulenkonstruktion ist, das entscheidende Wort besitzt. Mit den Pressen, die unsere derzeitigen Laboratorien besitzen, sind dieselben imstande, viel einwandfreier die Richtigkeit einer Konstruktion zu beweisen, als dies die peinlichste Einhaltung irgendwelcher Vorschriften ermöglicht. Dem überprüfenden Beamten können viele Fehler und Einzelheiten entgehen, da er seinerseits ja doch dem Gedankengang des Konstrukteurs folgt und dadurch leicht auch dessen Fehler begeht. Der elementaren Gewalt einer Presse entgeht kein Fehler, und wenn Fehler da sind, dann deckt sie sie schonungslos auf. Bewährt sich

c ~ - _ sdcn Rechnung

Grunde gelegt

/3 Druckfaser

Stauch u nq______

(Dq - 388 kgfoffj <? <v 0.3 "

4*

HHiBi

-o

^Y' mittlere Faser

— I Gegen faser

IdoT

Abb. 177. Stauchungen beim exzentrischen Versuch V.

der Versuchskörper aber, dann hat das ganze Bauwörk in Wirklichkeit zumindest die gleiche Sicherheit, da ein aus demselben herausgeschnittener Teil stets ungünstigere Resultate liefert, als im Bauwerk, weil im ganzen Bogen der Verlauf der Drucklinie stetiger ist als im Versuch, wo sich ein derartiger stetiger Verlauf nicht erzeugen läßt. Wir haben dort stets mindestens die mangelhafte Druckübertragung am Säulenkopf — siehe exzentrischer Versuch Nr. IV — und andere aus der Versuchsdurchführung entstehende Schwierigkeiten.

Ferner haben wir im ausgeführten Bogen entweder eine kontinuierlich durchlaufende Versteifung durch eine Platte, oder eine durch die Kontinuität der Rippe und der Versteifungen des Pfostenfachwerkes gegebene Versteifung. Im Versuch dagegen erhält das einzelne Stück bei exzentrischen Lasten eine

Lagerung, die eher als eine Spitzenlagerung bezeichnet werden kann. Die Versuche sind also in jeder Hinsicht ungünstiger als die Wirklichkeit.

Auf Wunsch des Herrn Baurat Christoph wurde bei dem Versuch Nr. IV der Beton abgeklopft und entfernt. Die Abb. 179 a und b stellen den so bloßgelegten Gußeisenkern dar, der eine 4fache Überbeanspruchung ertragen hat, ohne zu brechen. Dieses interessante Objekt wird ebenfalls auf der internationalen Baufach-Ausstellung zu besichtigen sein. Es ist in der Wissenschaftlichen Abteilung, Abteilung für Ingenieurbauwesen — Brückenbau, aufgestellt worden.

fm im

Ü§

Abb. 179 b.

Abb. 179 a.

Gußeisenarmaten des Versuches Nr. IV nach Bruch der Säulen.

Einen weiteren Einblick in den Wert der angestellten Versuche für die Praxis und die Schärfe des Zusammenhanges ihrer Ergebnisse mit der Wirklichkeit erhält man, wenn man die Vorgänge bei der Ausschalung und Probebelastung der Schwarzenbergbrücke, die ein Versuchsobjekt von nahezu 50 m Konstruktionslänge darstellt, verfolgt.

Es handelt sich darum, nachzuweisen, daß die Stauchungen dieses Objektes dieselben Größen haben, wie sie sich bei der Versuchsprobe nach Abb. 175 ergeben haben, wie es bei der nahezu gleichen Betonfestigkeit zu erwarten war.

Über den Verlauf des ganzen Vorganges wurde schon vorher berichtet und es bleibt mir noch die Auswertung der gemachten Beobachtungen übrig. Das Brückenbau-Bureau der königlich sächsischen Staatseisenbahnen hat sich mit Rücksicht auf die mögliche Maximalbelastung durch Menschengedränge damit begnügt, eine Last von 400 £g/m² aufzubringen, da durch Menschen allein im allgemeinen nicht mehr Belastung entstehen wird und so diese Belastung einen hinreichend sicheren Rückschluß auf die Sicherheit des Bauwerkes zuläßt. Dementsprechend ergibt sich bei Vollbelastung (beiderseits 20 m vom Scheitel, gleich lichter Spannweite) eine maximale Normalkraft von 125,9 wovon 77,9 t vom

3.336p

ZS)

OM 22660_/

So'

*

u !

OJOLB/h^-! 5s

'S

U.«?. m

WS

-o>,

2*t01cm

S78

//i

/____

it

izsL^.

Ml

-fjh—sso----

1003 —-

S-

10t 1.037 -1066

1127

Abb. 180.

Eigengewicht herrühren. Das gleichzeitige positive Moment ist 2,01 tm. Für den Fall der Vollbelastung gehen die Stützlinien dann beiderseits durch Null zu negativen Exzentrizitäten über, welche jedoch im wirkenden Teile nur unbedeutend sind, so daß man dann schlechtweg, ohne sich einer nennenswerten Ungenauigkeit schuldig zu machen, von zentrischer Beanspruchung der Querschnitte reden kann. Dementsprechend können wir die dadurch entstandene Deformation der Brücke mit den im zentrischen Versuche ermittelten Stauchungsmaße vergleichen. Die Versuchskörper Nr. III bis V sind, wie schon erwähnt, dem Bogenscheitel als dem schwächsten Teil der ganzen Brücke entnommen, wo zugleich die stärkste Gußeisenbewehrung vorkommt. Wenn wir die Stauchung für den Mittelteil kennen, so haben wir lediglich die anderen Bogenteile als Funktion der Scheitelfläche darzustellen, bezw. die reduzierte Stauchungslänge für diese Teile zu suchen, d. i. jene Länge, welche bei gleichem Querschnitt wieder Scheitel dieselbe Stauchung zeigt, wie sie die Brücke mit ihren wachsenden Querschnittsflächen ergibt. Zu diesem Zwecke ist in Abb. 180 die Kurve der elastischen Querschnitts-Flächen auf der abgewickelten Bogenachse aufgetragen worden, wobei die Scheitelfläche mit 1 eingesetzt wurde. In dem unten befindlichen Seilpolygon sind die in den einzelnen Querschnitten A—F (welche in der statischen Berechnung untersucht wurden) wirkenden Kräfte von Eigengewichts- und Verkehrslast als abhängig von der im Scheitel angreifenden Last dargestellt. Der Quotient aus relativer Fläche und relativer Last gibt die relative Spannung, welche wir in diesem Falle gleich der relativen Stauchungsfähigkeit setzen. Auch diese Kurve ist eingezeichnet. Integrieren wir nun diesen Wert, indem wir die Teillängen entsprechend der Flächenabnahme reduzieren, so erhalten wir den obengenannten Begriff der reduzierten Stauchungslänge.

L = 2 (0,955 x 4-44 0,849 X 5,78 0,75 X 4,66 0,593 x 4,68 0,141 X 2,2)

= 2.18,521 = 37,042 m.

Multiplizieren wir diese Länge mit der absoluten Stauchung einer Strecke von

33,3

L<r

1 m Länge unter dem Einfluß einer bestimmten Last und bezeichnen wir diese Stauchung mit a, so erhalten wir die absolute Stauchung des ganzen Bogens aus

/S=a 37,024 m

Abb. 181.

welchen Wert wir nun den weiteren Rechnungen zugrunde legen wollen.

Die gemessene Scheitelsenkung betrug 3,56 mm, dabei gingen gleichzeitig die Widerlager um je 0,2 mm nach innen.

Wir nehmen den im Schatten gelegenen nördlichen Bogen, weil bei dem anderen durch Sonnenbestrahlung und andere Zufälligkeiten Fehler eingetreten sind, die am nächsten Tage durch einen kalten Sturm anscheinend noch weiter vergrößert wurden, wie dies aus den behördlichen Aufzeichnungen hervorgeht. Dieses gleichzeitige Auftreten von Verdrehungen nach oben und Bewegungen nach innen charakterisiert diese Erscheinungen als spezifisch zum Widerlager gehörig und gibt im Verein mit der Deformation im Scheitel eine Änderung der Bogenachsenlage in nebenstehendem Sinn, wobei wir den Punkt O als unverrückbar auffassen können. Dieser Punkt, der für die ganzen Formänderungen der Konstruktion von Bedeutung ist, läßt sich durch die logische Überlegung, wie sie im Vorangehenden (siehe Seite 78) gemacht wird, aus der Form der Trägheitsmomentenkurve ermitteln und wird in der Mitte zwischen den Punkten D und E zu suchen sein. Legen wir diesen Punkt der Berechnung der gesamten Deformation zugrunde, indem wir annehmen, daß die Form der Bogenachse zwischen den theoretischen Gelenkpunkten parabolisch ist

Biblioteka Politechmki Ktakowskie)

kraköw

chn\c**&

Bibüoteka Politechniki Krakowskiej

111-17946