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Report

Vorversuche an Stahlbetontragwänden unter zyklisch-statischerEinwirkung

Author(s): Dazio, Alessandro; Wenk, Thomas; Bachmann, Hugo; Dazio, Alessandro

Publication Date: 1995

Permanent Link: https://doi.org/10.3929/ethz-a-001557429

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Vorversuche an Stahlbetontragwändenunter zyklisch-statischer Einwirkung

Alessandro Dazio, dipl. Bau-Ing. ETHThomas Wenk, dipl. Bau-Ing. ETH

Prof. Dr. Hugo Bachmann

Institut für Baustatik und KonstruktionEidgenössische Technische Hochschule Zürich

ZürichNovember 1995

Vorwort

In mehrstöckigen Skelettbauten sind Stahlbetontragwände das einfachste undeffizienteste Element zur Abtragung horizontaler Erdbebenkräfte. Die horizontalverhältnismässig kurzen und meist über die ganze Gebäudehöhe reichenden Wändewirken für diese Kräfte als in der Fundation bzw. im Untergeschosskasteneingespannte Kragarme.Entscheidend für die Güte des Erdbebenverhaltens solcher Wände ist ihre duktileGestaltung nach den Regeln der Kapazitätsbemessung. Diese aus Neuseelandstammenden Regeln bedürfen der Anpassung an spezifische Gegebenheiteneuropäischer Länder. Hiefür und zum Sammeln eigener Erfahrungen sollen demnächstam Institut für Baustatik und Konstruktion (IBK) der Eidgenössischen TechnischenHochschule (ETH) Zürich Grossversuche an Stahlbetontragwänden unter statisch-zyklischer Einwirkung stattfinden. Vorgängig dazu wurden die im vorliegendenBericht beschriebenen Vorversuche durchgeführt. Sie lieferten wertvolle Erfahrungenim Hinblick auf die Planung der Grossversuche. Unter anderem konnten diebedeutenden Unterschiede im Verhalten von konventionell bemessenen undkapazitätsbemessenen Wänden klar aufgezeigt werden.

Zürich, Juli 1995 Prof. Dr. Hugo Bachmann

Inhaltsverzeichnis

1 Einleitung 1

1.1 Problemstellung und Zielsetzung 1

1.2 Versuchsprogramm 2

2 Versuchskörper 3

2.1 Abmessungen und Bewehrung 3

2.2 Herstellung 10

2.3 Baustoffe 11

2.3.1 Beton 112.3.2 Stahl 12

3 Versuchsdurchführung 13

3.1 Versuchsanlage 13

3.2 Messeinrichtungen 15

3.2.1 Messstellen mit festem Messgerät 153.2.2 Messstellen mit beweglichem Messgerät 173.2.3 Rissaufnahme 17

3.3 Versuchsablauf 18

3.3.1 Belastungsgeschichte 18

3.3.2 Bestimmung von µ∆ = 1 19

4 Versuchsresultate 20

4.1 Auswertung der Messdaten 20

4.2 Wand WS1 21

4.3 Wand WS2 25

4.4 Vergleich der beiden Wände 29

5 Empfehlungen für weitere Versuche 31

Zusammenfassung 33

Summary 34

Verdankungen 35

Bezeichnungen 36

Literaturverzeichnis 38

1

1 Einleitung

1.1 Problemstellung und Zielsetzung

Im Rahmen des Forschungsprojektes "Stahlbetontragwerke unter zyklisch-dynamischer und -statischer Einwirkung" werden die folgenden Forschungsarbeitendurchgeführt:

• Experimentelle Untersuchungen über das zyklisch-dynamische und daszyklisch-statische Verhalten von Stahlbetontragwänden;

• Weiterentwicklung des Computerprogramms ABAQUS/QUAKE zur nicht-linearen dynamischen Berechnung von Stahlbetontragwerken unterErdbebeneinwirkung.

Zweck der experimentellen Untersuchungen ist es:

• zu zeigen, dass duktil konstruierte Stahlbetontragwände das erforderlicheEnergiedissipationsvermögen aufweisen, und

• bestehende Regeln für Entwurf, Bemessung und konstruktive Durchbildung vonStahlbetontragwänden zu überprüfen und allenfalls zu verbessern.

Vor der Planung und Durchführung der eigentlichen experimentellen Untersuchungenwurden sowohl zyklisch-statische als auch zyklisch-dynamische Vorversuchedurchgeführt.

Der vorliegende Bericht handelt über die zyklisch-statischen Vorversuche.Zielsetzung dieser Vorversuche war:

• erste Erfahrungen bezüglich Herstellung der Versuchskörper, Material-eigenschaften, Modellmassstab, Prüfverfahren (Servohydraulik) undMesstechnik zu gewinnen;

• die Vorteile der Methode der Kapazitätsbemessung gegenüber derkonventionellen Bemessung zu veranschaulichen;

• geeignete Demonstrationsversuche für den Fortbildungskurs für Bauingenieure"Erdbebensicherung von Bauwerken" vom 16./17. März 1995 an der ETH Zürichzu entwickeln.

2

1.2 Versuchsprogramm

Die Anzahl der zyklisch-statischen Vorversuche wurde auf ein noch repräsentativesMinimum reduziert, d.h. es wurden je zwei unterschiedlich bemessene Wände imMassstab 1:3 geprüft. Betonabmessungen und Längsbewehrung waren für alle vierWände gleich. Als einziger Parameter wurde nur der Bügelbewehrungsgehaltentsprechend den beiden unterschiedlichen Bemessungsverfahren (konventionelleBemessung und Kapazitätsbemessung) verändert (Tabelle 1.1). Im vorliegendenBericht werden die Versuche der Wände WS1 und WS2 beschrieben. Die Versuche derWände WS3 und WS4 wurden im Rahmen der Vorbereitung für den vorher erwähntenFortbildungskurs mit grösseren Belastungsgeschwindigkeit durchgeführt. DieVersuchseinrichtung, die Prüfgeschichte und die Versuchsresultate der Wände WS3und WS4 sind im Bericht [Bac+ 95] dargestellt.

Wandbezeichnung Bemessung Prüfgeschichte

WS1 Kapazitätsbemessung Langsame Belastung

WS2 Konventionelle Bemessung Langsame Belastung

WS3 Kapazitätsbemessung Schnelle Belastung

WS4 Konventionelle Bemessung Schnelle Belastung

Tabelle 1.1: Übersicht über die Versuchskörper

Die Wandbeanspruchung erfolgte zyklisch in Wandlängsrichtung mit einerhorizontalen Presse auf 2/3 der Wandhöhe. Dies entspicht der Höhenlage derResultierenden der horizontelen Ersatzkräfte unter der üblichen Annahme einerdreieckförmigen Verteilung der Ersatzkräfte.

Die Planung und Durchführung der Versuche an den Wänden WS1 und WS2 erfolgtein der Zeitspanne zwischen Januar und Juli 1994.

3

2 Versuchskörper

2.1 Abmessungen und Bewehrung

Die Geometrie der Wand ist so ausgelegt, dass zusammen mit der wählbaren Längs-und Schubbewehrung ein Zugschubbruch infolge zyklischer Beanspruchung undMobilisierung der Überfestigkeit der Längsbewehrung möglich ist. Dazu müssen diefolgenden Bedingungen eingehalten werden:

- die Schubspannungen τ sollten grösser als etwa 2 MPa sein;

- die Angriffshöhe h der Ersatzkraft F sollte im Verhältnis zur Wandlänge lw

mindestens so gross sein, dass sich ein Fachwerk gemäss Bild 2.1 (rechts)einstellt und die Kraft nicht direkt über nur eine einzige Druckdiagonale in denWandfundament übertragen wird (Bild 2.1 (links)). Als Grenzwert derDruckdiagonalenneigung wird nach Norm SIA 162 αmin = 25° angenommen [SIA162].

F

hF

h

lw lw

α α

α

Bild 2.1: Fachwerke für die Querkraftübertragung: unerwünschte Direktabtragung (links),anzustrebendes Fachwerk mit Bügelbeanspruchung (rechts).

Unter Berücksichtigung dieser Bedingungen wurde die Wandbemessungfolgendermassen durchgeführt:

1) Wahl des BetonquerschnittesDer gewählte Massstab 1:3 ermöglicht gerade noch die Verwendung vonBaumaterialien, die auch in der Praxis benützt werden. Als weitereRandbedingung wurden die Abmessungen (siehe Bild 2.2) so gewählt, dass dieVersuchskörper mit den schon am IBK vorhandenen Prüfeinrichtungen aufverhältnismässig einfache Weise geprüft werden konnten. Die gewähltenWandabmessungen von 500x80x2100 mm entsprechen in Wirklichkeit etwadenjenigen einer Tragwand eines 2-stöckigen Gebäudes.

4

Sch

nit

t B-B

2100

1200 300600

80

200

200

400

DD

AA

Sch

nit

t A-A

2100

1200 300600

840

130

130

1100

500

BB

AA

DD

CC

CC

Aus

spar

ung

Ø 8

0 m

m

dur

chge

hend

Aus

spar

ung

Ø 5

0 m

m

dur

chge

hend

AAAAA

Sch

nit

t D-D

500

80

AAAA

AA

AAAAAAAAAAA

AAAA

AAAA

AAAA

Sch

nit

t C-C

160 160

400

80

1100

840

130

130

130

170

130

500

170

Aus

spar

ung

Ø 5

0 m

m

dur

chge

hend

Bild

2.2

: Abm

essu

ngen

der

Tra

gwän

de [m

m]

2) Wahl der Längsbewehrung

5

Die Längsbewehrung soll einerseits möglichst wirklichkeitsnahe sein,andererseits soll der resultierende Biegewiderstand die erwünschte hoheSchubbeanspruchung ermöglichen. Diese Bedingungen ergaben die in denBildern 2.5 und 2.6 dargestellte Längsbewehrung von 2 x 8 Ø10 (Haupt-bewehrung) und 8 Ø3.5 (Minimalbewehrung).

3) Bestimmung von Fmax aus dem BiegewiderstandDer Wandquerschnitt wurde unter den Punkten 1) und 2) festgelegt. MitBerücksichtigung der effektiv vorhandenen Materialeigenschaften (siehe Bilder2.10 und 2.11) wird der Biegewiderstand Mu des Querschnittes bestimmt. Umdie Versuchseinrichtung möglichst einfach zu halten, wurde auf eine zusätzlicheNormalkraft verzichtet, so dass im massgebenden Schnitt unmittelbar oberhalbdes Wandfundaments nur die sehr kleine Normalkraft von 5 kN infolgeEigengewicht von Wand und Presse wirkt. Für den Beton wurde als idealisiertesStoffgesetz eine quadratische Parabel mit Fliessgerade und für denBewehrungsstahl ein elastisch-idealplastisches σ−ε−Diagramm angenommen[SIA 162]. Bild 2.3 zeigt die resultierende Dehnungsebene im Bruchzustand.Der Biegewiderstand Mu beträgt 145 kNm und die entsprechende horizontaleErsatzkraft Fmax beträgt 120 kN. Bei einer Stahlfliessgrenze in der äusseren Lagevon εy = 602/180000 ≈ 3.4 ‰ ergibt sich eine Dehnungsduktilität von12.1/3.4 ≈ 3.5. Die vorhandene Krümmungsduktilität µφ ist damit ebenfallsetwa 3.5. Unter Berücksichtigung von Bild 2.3 (rechts) [PP 92] [PBM 90] [Bac 95]und der vorhandenen geometrischen Wandschlankheit hw/lw = (1.5x1.20)/0.5 ≈3.6 ist diese Krümmungsduktilität µφ = 3.5 ausreichend für eineVerschiebeduktilität µ∆ ≈ 2 .

-3.5 ‰

+ 12.1 ‰

-30.6 MPa

+602 MPa

+602 MPa

+470 MPa

+470 MPa

-15 MPa

-203 MPa

-362 MPa

-537 MPa

108

mm

392

mm

N=5 kN

M=145 kNm

µ∆ = 5

µ∆ = 4

µ∆ = 3

µ∆ = 2

geometrische Wandschlankheit hw/lw

0 2 4 6 8 10 120

2

4

6

8

12

14

16

18

20

10

erfo

rder

liche

Krü

mm

ungs

duk

tilit

ät µ

φ =

φ u φ y

*

Bild 2.3: Dehnungsebene im Bruchzustand

4) Bemessung der Schubbewehrung anhand von Fmax

Bei den Wänden WS1 und WS3 wurde die Schubbewehrung in Anlehnung andie Regeln der Kapazitätsbemessung gemäss [PP 92] [PBM 90] und [Bac 95]bemessen.Bei Versuchen mit im voraus gemessenen Materialeigenschaften wird alsÜberfestigkeit nur der Anteil aus der Stahlverfestigung berücksichtigt. In diesemFall beträgt λo = 547/470 = 1.16 (ungünstigster Fall aus Bild 2.11, Ø10 "weich").Da dieser Faktor auch für die elastisch bleibenden Bereiche gilt, und im Versuchdie dortige Querkraft gleich ist wie im plastischen Gelenk, wird die gleicheSchubbewehrung auch oberhalb des plastischen Gelenkes angeordnet.

6

Aus Platzgründen wurde angenommen, dass durch die engere Bügelbewehrungauch die Bedingungen für die Stabilisierungsbewehrung für kapazitäts-bemessene Wände erfüllt seien (d.h. es wurden keine zusätzlichen Haltestäbevorgesehen). Diese konstruktiven Vereinfachungen hat zusammen mit demVerzicht auf das Aufbringen einer zusätzlichen Normalkraft den Vorteil, dassdie Versuche wesentlich einfacher werden, aber andererseits den Nachteil, dassein schlechteres Wandverhalten als in der Wirklichkeit resultiert.Bei den Wänden WS2 und WS4 wurde die Schubbemessung nach den Regelnder konventionellen Bemessung unter Annahme eines Fachwerkmodellesgemäss [Bac 91] und [SIA 162] durchgeführt. Eine Zusammenfassung beiderBerechnungen ist im Bild 2.4 dargestellt.

Die Betonüberdeckung betrug 10 mm und wurde mit extra dafür geschnittenenBetonscheiben als Distanzhalter gewährleistet.

7

1.20

mA

S S

Fmax

AAAAAA

145 kNm1.20 m

(Mu)S-S

h==Fmax = 120 kN

Konventionelle Bemessung Kapazitätsbemessung

- Fachwerk mit α = 25°

- Maximal zu erwartende Querkraft:

V* = F = 120kN

- Schubspannungen

τ = V*

d ⋅ bw= 120 ⋅103

394 ⋅ 80= 3.81MPa

- Schubbewehrung (nach [SIA 162])

Stahlanteil:

As

s= V*

fyk ⋅ z ⋅ cot α=

= 120 ⋅103

719 ⋅ 394 ⋅ cot 25= 0.20

mm2

mm

Bügel Ø 3.5 mm: As=2·9.62mm2=19.24mm2

zweischnittig

smax = 19.24mm2mm

0.20mm2 = 96mm

- Länge des plastischen Gelenkes

lp ≥ lw , hw / 6( ) lw = 0.5m , hw /6 = 3/ 2( ) ⋅1.2/6 = 0.3m

- Stahlüberfestigkeit: λo=1.16

- Maximal zu erwartende Querkraft:

Vw = λo ⋅ F = 1.16 ⋅120kN = 139.2kN

- Schubspannungen

vw = τ = Vw

0.8 ⋅ lw ⋅ bw= 139.2 ⋅103

0.8 ⋅ 500 ⋅ 80= 4.35MPa

- Schubbewehrung (nach [PP 92] [PBM 90])

Betonanteil:

vc = 0.6 ⋅ N

Ac≅ 0

Stahlanteil:

As

s=

vw − vc( ) ⋅ bw

fyk=

=4.35 − 0( ) ⋅ 80

719= 0. 49

mm2

mm

Bügel Ø 3.5 mm: As=2·9.62mm2=19.24mm2

zweischnittig

smax = 19.24mm2mm

0. 49mm2 = 39mm

Wahl: Bügel Ø 3.5 mm 2-schnittig s =80 mm Wahl: Bügel Ø 3.5 mm 2-schnittig s =35 mm

Bild 2.4: Berechnung der Schubbewehrung

8

25

25207

21

5205

20

60

60

36

38

25 25

25207

21

25

106

48

486 6

10

27

27D=8

Pos Stk. Ø [mm] Länge [m] FormBem.

Stahl hart

Stahl weich

12

34

56

78

88

860

212

202

1010

3.53.5

1012

1012

2.532.53

2.301.22

1.561.56

0.880.57

Schnitt B-B

2100

1200

300

600

80

200 200

400

20 Ø10

AAAA7

A2

2 Ø10

Schnitt A-A

280

7017

510

017

530

945

200

5050

5 s=60

28 s=35

11 s=17.5

11 s=17.5

5 s=70

2100

1200

300

600

840130 130

1100

500

AAAA4Bügel Ø3.5

8 Ø10AA18 Ø10AA2

8 Ø3.5

AA3

AA612 Ø10

AA8 2 Ø12

Querschnitt

500

17 30 30 30 57 57 58 57 57 30 30 30 17

4 Ø 10 hart 4 Ø 10 weich 4 Ø 10weich 4 Ø 10 hart 8 Ø 3.5

80

Bügel Ø 3.5

AAAA4

BB

A A

Bild 2.5: Bewehrung der kapazitätsbemessenen Wand WS1

9

25207

21

5205

20

60

60

36

38

25 25

25207

21

25 25

106

48

486 6

10

27

27D=8

Pos Stk. Ø [mm] Länge [m] FormBem.

Stahl hartStahl weich

1

23

45

67

8

8

88

462

1220

2

10

103.5

3.510

1210

12

2.53

2.532.30

1.221.56

1.560.88

0.57

Schnitt B-B

2100

1200

300

600

80

200 200

400

20 Ø10

AAAA7

A22 Ø10

Schnitt A-A

280

7017

510

017

535

890

200

5050

5 s=60

12 s=80

11 s=17.5

11 s=17.5

5 s=70

2100

1200

300

600

840130 130

1100

500

AAAA4Bügel Ø3.5

8 Ø10

A1

8 Ø10AA28 Ø3.5

AA3

AA612 Ø10

AA8 2 Ø12

60

1 s=60

Querschnitt

500

17 30 30 30 57 57 58 57 57 30 30 30 17

4 Ø 10 hart 4 Ø 10 weich 4 Ø 10weich 4 Ø 10 hart 8 Ø 3.5

80

Bügel Ø 3.5

AAAA4

BB

A A

Bild 2.6: Bewehrung der konventionell bemessenen Wand WS2

10

2.2 Herstellung

Die von der Firma Von Roll AG, Gerlafingen gelieferten Bewehrungsstähle wurden beider Firma Pestalozzi+Co. AG, Dietikon trotz des ungewöhnlichen Durchmessers(Bügel Ø 3.5 mm) äusserst genau gebogen.Die Wände wurden bei der EMPA in Dübendorf hergestellt. Die dafür gebautenHolzschalungen waren millimetergenau gefertigt, und die grosse Sorgfalt beim Bindender Armierungskörbe (Aufwand ca. 2 Mann-Tage pro Wand) und beim Betonieren mitSchalungs- und Nadelvibratoren (nur eine Betoncharge für beide Wände) hat dazubeigetragen, dass die entstandenen Versuchskörper, trotz der sehr kleinenAbmessungen, von hoher Qualität waren.

Bild 2.7: Herstellung der Probekörper bei der EMPA.

Die Aussparungen für die Deformationsmessungen wurden durch Aufkleben vonAluminiumbolzen auf die Bewehrung geschaffen.

Der einbetonierte Stahlring zur Krafteinleitung wurde in der Werkstatt der ETH-Hönggerberg vorgefertigt und hatte eine Herstellungsgenauigkeit von 1/100 mm.

Um das Rissebild beim Belasten besser erkennen zu können, wurden dieVersuchskörper weiss gestrichen.

Während der ganzen Zeit wurden die Wände bei einer Raumtemperatur von ~20°gelagert.

Wand Betonierdatum Versuchsbeginn Alter

WS1 03.05.1994 30.05.1994 27 Tage

WS2 03.05.1994 03.06.1994 31 Tage

Tabelle 2.8: Versuchstermine

11

2.3 Baustoffe

2.3.1 Beton

Alle Versuchskörper wurden mit der gleichen Betoncharge hergestellt. Das Beton-rezept, das in der Tabelle 2.9 zusammengefasst ist, wurde anhand von Vorversuchenfestgelegt. Der Beton enthielt Zuschlagstoffe mit einem maximalen Korndurchmesservon 16 mm (wirklichkeitsnahes Baumaterial) und wies eine Konsistenz auf, die eineoptimale Verdichtung auch unter den erschwerten Bedingungen wegen der eng-maschigen Bewehrung ermöglichte.

Komponente Korngrösse 0-4 mm

[Gew. %]

Korngrösse 4-8 mm

[Gew. %]

Korngrösse 8-16 mm

[Gew. %]

Sollzusammensetzung

[kg/m3]

Kiessand (trocken) 44 24 32 1885

Zement (PC) - - - 350

Wasser (W/Z=0.48) - - - 168

Raumgewicht [kg/m3] 829 452 604 2403

Tabelle 2.9: Betonrezept.

Die Bestimmung der Festbetoneigenschaften wurde nach Abschluss der dynamischenWandversuche (siehe [DWB 95b]) durchgeführt, da auch die auf dem ETH-Rütteltischgetestete Wand aus der gleiche Betoncharge wie WS1 und WS2 war.Die in Bild 2.10 vorhandenen Angaben wurden anhand von 2 Zylindern (Ø 150 mm ,h=300 mm) und 10 Würfeln (Seitenlänge 200 mm) bestimmt.Anfänglich waren 3 Zylinder vorgesehen, aber einer davon wurde wegen zu schnellerPrüfgeschwindigkeit frühzeitig zerstört.Als Elastizitätsmodul des Betons wird, wie üblich, der Sekantenmodul zwischen denSpannungen 0 MPa und 1/3 fc angegeben.

0.0 1.0 2.0 3.00.0Stauchung [

o

/oo]

0.0

10.0

20.0

30.0

40.0

0.0

Span

nung

[MPa

]

Eigenschaft Wert

Alter des Betons [d]

Würfeldruckfestigkeitƒcw [MPa]

Bruchstauchungεcu [‰]

ElastizitätsmodulEc [GPa]

59

48.2±0.7

36.0±0.5

2.1

35.1

Zylinderdruckfestigkeitƒc [MPa]

Rohdichte ρ [kg/m3] 2330

Bild 2.10: Festbetoneigenschaften

12

2.3.2 Stahl

Die Kennwerte der verwendeten Betonstähle sind aus Bild 2.11 ersichtlich. Es sind nurdiejenigen Stähle geprüft worden, die das Wandtragverhalten beeinflussen. Deshalbsind die Stäbe Ø 12 mm, die zur Bewehrung des Wandfusses dienen, in Bild 2.11 nichtenthalten.Bei der Bestimmung der Festigkeiten wurden nur vereinfachte Spannungs-Dehnungs-Messungen durchgeführt, da es sich erst um Vorversuche handelte. Kolbenweg undKolbenkraft wurden direkt gemessen; Spannungen und Dehnungen wurden darausunter Berücksichtigung des Stabdurchmesser und der freien Stabprüflänge von 560mm berechnet.Der Verlauf der Spannungs-Dehnungs-Diagramme ist auf Bild 2.11 dargestellt. Da dieverwendeten Stähle kein Fliessplateau aufwiesen, wurde die Fliessgrenze anhand dernominellen Fliessdehnung (2‰-Grenze) bestimmt. Der Bewehrungsstahl wies - u.a.bedingt durch das Herstellungsverfahren bei Stäben kleiner Durchmesser (Aufrollen) -eine hohe nominelle Fliessgrenze und eine nur unwesentlich höhere Zugfestigkeit undsomit eine nur geringe Verfestigung, sowie - mit Ausnahme von Ø10 "weich" - einegeringe Dehnung bei Zugfestigkeit (Gleichmassdehnung) auf. Diese Eigenschaftenwirken sich bei Erdbebenbeanspruchung ungünstig aus.

Eigenschaft Ø 10"hart"

Fliessgrenzeƒyk [MPa]

Zugfestigkeitƒtk [MPa]

Dehnung beiZugfestigkeitεtk [‰]

Bruchdehnungεsu [‰]

ElastizitätsmodulEs [GPa]

602

623

20.9

28.5

180

470

547

83.9

109.9

194

719

741

15.7

17.2

207

Ø 10"weich"

Ø 3.5

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 1200Dehnung [

o

/oo]

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

0

Span

nung

[MPa

]

d= 3.5 mm

d= 10 mm, hart

d= 10 mm, weich

ε gerechnet aus Gesamtverlängerung inkl. Verlängerung der Einschnürungszone: ε(σmax) zu gross.

Bild 2.11: Eigenschaften des Bewehrungsstahls

13

3 Versuchsdurchführung

3.1 Versuchsanlage

Die Versuchsanlage ist aus den Bildern 3.1 und 3.2 ersichtlich.

Bild 3.1: Ansicht der Versuchseinrichtung

Der auf dem Aufspannboden in den Forschungslaboratorien der ETH-Hönggerbergaufgebaute Reaktionsrahmen bestand aus Teilen des IBK Stützen- und Trägersystems.Die beiden vertikalen Stützen HEB 360 waren mit dem Aufspannboden biege- undschubfest verbunden.Die Schubverbindung Versuchskörper-Aufspannboden wurde einerseits durch dieSpannstangen (Reibung), andererseits durch Schubwiderlager gewährleistet. EinHauptproblem bei der Versuchseinrichtung war, die hydraulische Presse so zu lagern,dass während den Versuchen keine Zwängungen auftraten.

14

Bild

3.2

: Ver

such

sein

rich

tung

2.40

m3.

00 m

1.80

m

7.20

m

Hyd

raul

isch

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esse

± 20

0 kN

, ± 1

25 m

m

RO

R 1

59/

25

HE

B 3

60

Schu

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ger

Auf

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Span

nsta

nge,

Po=

450

kN

Span

nsta

nge,

Po=

100

0 kN

Kra

ftm

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s

Tef

lon-

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hn

- 1.0

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± 0.

000

+ 1

.500

+ 5

.840

HE

B 3

60

2 St

ahlt

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Wan

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60

Stah

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x 80

x 2

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enk

15

Um diese Bedingung zu erfüllen, wurde zwischen Reaktionsrahmen und Presse einbiaxiales Gelenk (Drehachsen: vertikal und horizontal, senkrecht zum Kolbenweg) undzwischen Presse und Wand ein monoaxiales Gelenk montiert. Während den Ver-suchen wurden die zwei schrägen Montageseile schlaff gehalten.Die Verbindung Presse-Wand wurde mit einem am IBK entwickelten Gabelstückgewährleistet, das sich sehr gut bewährt hat. Die Belastung wurde durch die Hin- undHer-Bewegung (in Wandlängsrichtung) des Pressenkolbens aufgebracht. Die hydrau-lische Zugdruck-Presse wurde in einem servohydraulischen Regelkreis betrieben undanhand der Echtzeit-Ablesung eines fest installierten induktiven Weggebers manuellgesteuert.Eine seitliche Führung der Wand am oberen Rand (Teflon-Gleitbahn, siehe Bild 3.2)wurde erst beim zweiten Versuch (WS2) eingesetzt.

3.2 Messeinrichtungen

Die Einrichtungen zur Erfassung der genauen Belastungsgeschichte und derentsprechenden Wandverformungen sind auf den Bildern 3.2 und 3.3 ersichtlich. DieBestimmung der horizontalen Wandauslenkung konnte infolge der recht grossenVerformungen des Reaktionsrahmens nicht einfach anhand des gemessenen Kolben-weges erfolgen. Vielmehr wurde hierfür die auf den Bildern 3.2 und 3.3 ersichtlicheMessstütze benützt. Zur Überwachung des Reaktionsrahmens wurde eine Messuhrinstalliert (siehe Bild 3.2), deren Ablesungen jedoch nicht gespeichert wurden.

3.2.1 Messstellen mit festem Messgerät

• HorizontalkraftDie Horizontalkraft (Messstelle Nr. 100) wurde anhand einer 400 kN-Kraftmessdose(genaue Eichung bei 100 kN Druck), die zwischen Presse und Gabelstück montiertwar (siehe Bild 3.2), gemessen.

• Kolbenweg der PresseDer Kolbenweg wurde aus Überwachungsgründen mit einem internen Gebergemessen. Diese Messstelle trug keine Nummer, da sie in der Auswertung nichtvorkommt.

• Horizontale WandverschiebungDie horizontale Verschiebung in Wandlängsrichtung wurde auf vier verschiedenenHöhen mit induktiven Weggebern gemessen.Messstellen Nr. 102, 103: Messbereich ± 50 mm, Auflösung 5 µm.Messstellen Nr. 104, 105: Messbereich ± 100 mm, Auflösung 10 µm.

• Horizontalverschiebung des WandfussesUm allfällige Gleiterscheinungen zwischen Aufspannboden und Versuchskörperfeststellen zu können, wurde ein induktiver Weggeber (Messstelle Nr. 101) zwischenWandfuss und Messstütze eingebaut: Messbereich ± 50 mm, Auflösung 5 µm.

16

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± 0.

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100

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101

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105

100

102

103

104

105

101

100

Mes

sstü

tze

290

520

290

394041

363738

333435

303132

446

2727

+ 6

0

+ 6

60

+ 3

60

Det

ail

131415

101112

192021

161718

4546

4344

446

2727

+ 6

0

+ 6

60

+ 3

60+

h1

+ h

2

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ail

290

520

290

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Wan

d

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erei

ch ±

50

mm

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ver

Weg

gebe

r, M

essb

erei

ch ±

100

mm

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ken

Nr.

43,

44:

bei

Wan

d W

S1 h

1 =

370

mm

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Wan

d W

S2 h

1 =

380

mm

h 1

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trec

ken

Nr.

45,

46:

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Wan

d W

S1 h

2 =

440

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Wan

d W

S2 h

2 =

460

mm

h 2

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=10

0 m

m

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ftm

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ose

± 40

0 kN

17

3.2.2 Messstellen mit beweglichem Messgerät

Die insgesamt 36 Deformetermessstellen (davon 8 Eichmessungen) wurden mittelseinem mit einem induktivem Weggeber ausgerüsteten Deformeter abgetastet undgespeichert. Dieser Deformeter hatte eine Basislänge von 100 mm, einen Messbereichvon ± 6 mm und eine Auflösung von 1 µmDie erwähnten Eichmessungen wurden mit einem Invarstab durchgeführt. Ein Teil derMessbolzen war direkt auf die Bewehrungsstäbe geklebt, während andere zuVergleichszwecken auf der Betonoberfläche befestigt waren.Um die Messstrecken Nr. 12, 18, 32 und 38 aufnehmen zu können, wurde ein kleinerHilfsstab angewendet (siehe Bilder 4.3 bis 4.8), der sich aber wegen frühzeitigenBetonabplatzungen und ungenügender Stabsteifigkeit nicht bewährt hat. DieAufnahme aller Deformetermessstellen dauerte im Mittel ca. 5 Minuten pro Kraftstufe.

3.2.3 Rissaufnahme

Zur Bestimmung der Rissbreiten wurde ein Rissmassstab eingesetzt. Die gemessenenWerte (Genauigkeit ± 5/100 mm) wurden auf einen Kleber geschrieben (Einheit[1/100 mm]) und dieser auf die Wandoberfläche in der Nähe des betrachteten Rissesangebracht. Die mit den Rissbreitenangaben versehene Wand wurde anschliessendfotografiert (siehe Bilder 4.3 bis 4.8 und 4.12 bis 4.17).

18

3.3 Versuchsablauf

3.3.1 Belastungsgeschichte

Der zeitliche Verlauf der Belastung mit den numerierten Kraftstufen (KS 1 bis 15) istauf Bild 3.4 dargestellt.

: Zwischenkraftstufe, Deformetermessung und Nachzeichnen der Risse

Legende: KS3 : Hauptkraftstufe, Deformetermessung und Nachzeichnen der Risse

KS4 : Hauptkraftstufe mit Bestimmung der Rissbreite

: Messung bei Kraft F = 0 kN, Deformetermessung

: Messung bei Messwert 104 gleich Null, Deformetermessung

Zeit

Wan

dve

rsch

iebu

ng

nac

h r

ech

tsn

ach

lin

ks

bis zum Bruchin ähnlicher Weise

µ∆=2µ∆=1 µ∆=3 µ∆=4

KS 1 KS 3

KS 2 KS 4

KS 5

KS 6

KS 7

KS 8

KS 9

KS 10

KS 11

KS 12

KS 13

KS 14

KS 15

F=110 kN

Bild 3.4: Belastungsgeschichte

Während der Planungsphase wurde rechnerisch eine Kraft Fy bestimmt, die beiVerschiebeduktilität gleich eins (µ∆ = 1) auftreten sollte (siehe Abschnitt 3.3.2). Beimersten Zyklus wurde der manuell weggesteuerte Kolben soweit verschoben, bis dieEchtzeitmessung der Kolbenkraft den Wert F y zeigte. Die bei der Kraft Fy abgeleseneVerschiebung wurde als µ∆ = 1 bezeichnet. Bei den nachfolgenden Zyklen wurde dieWand soweit ausgelenkt, bis die Echtzeitmessung der Wandverschiebung einVielfaches von µ∆ = 1 erreicht hatte (± 1·µ∆ = 1 bei weiteren Zyklen mit µ∆ = 1 d.h. KS2,3, 4; ± 2·µ∆ = 1 bei Zyklen mit µ∆ = 2, d.h. KS5, 6, 7, 8; usw.).Die Belastungsgeschwindigkeit war relativ gering. Sie betrug bei den ersten Zyklen~1mm/min, um das Auftreten von dynamischen Kräften zu vermeiden. Sie wurdeaber im Laufe des Versuches bis auf ~5 mm/min gesteigert.Die festen Messgeräte haben ständig Messwerte geliefert, hingegen wurden dieDeformetermessungen nur bei den im Bild 3.4 markierten Kraftstufen durchgeführt.Während den Deformetermessungen wurde die Wandauslenkung konstant gehalten,was infolge Relaxationserscheinungen zu einer geringen Abnahme der Kolbenkraftgeführt hat.Das Nachzeichnen der Risse erfolgte gleichzeitig mit den Deformetermessungen, dieBestimmung der Rissbreite wurde hingegen nur bei gewissen Hauptkraftstufendurchgeführt (in Bild 3.4 eingerahmt).

19

Die ganze Versuchsdauer ist in Tabelle 3.5 angegeben. Vor dem eigentlichen Versuchs-tag war noch ein zusätzlicher Arbeitstag zur Vorbereitung der Versuchseinrichtungerforderlich (Wandstreichen, Bolzenkleben, Vorspannung der Dywidag-Stangen,Montage des Gabelstücks zwischen Wand und Presse, Installierung der Geber).

Wand Versuchsbeginn Versuchsende Wandendzustand

WS1 09.45 19.10 Versuch aufgehört wegenWandschiefstellung

WS2 07.50 17.25 Schubbruch

Tabelle 3.5: Versuchsdauer

3.3.2 Bestimmung von µ∆ = 1

Bei der Versuchsplanung und -durchführung wurde für den betrachtetenWandquerschnitt (siehe Bilder 2.4 und 2.5) µ∆ = 1 als diejenige Auslenkung definiert,welche beim erstmaligen Fliessen der äussersten Längsbewehrungslage an derWandoberkante auftritt. Für die vorgegebene Wandbewehrung konnte das MomentMy, bei welchem die äusserste Bewehrungslage fliesst, mit einem Computerprogrammbestimmt werden. Die Kraft Fy beträgt Fy=My/1.20m (siehe Bild 2.3). Die zu µ∆ = 1gehörende Auslenkung wird dann experimentell bestimmt (siehe Abschnitt 3.3.1).Diese Art und Weise µ∆ = 1 zu definieren wird jedoch relativ selten angewendet.Eine andere, oft verwendete Methode zur Bestimmung von µ∆ = 1 ist in [Goo 85]ausführlich erklärt und wurde bei den Demonstrationsversuchen [Bac+ 95]angewendet. Dort führt die Anwendung der sogenannten 3/4-Regel (siehe auch[PBM 90] und [Bac 95]) und die im Bild 3.6 beschriebene Definition ebenfalls zurBestimmung von µ∆ = 1 aus Versuchswerten.Es ist zu bemerken, dass in diesem Fall Fy einem Biegemoment entspricht, bei welchemfast alle Längseisen im gezogenen Bereich des Querschnittes fliessen.

Fy

F

0.75 Fy

∆y ∆

Bea

nspr

uchu

ng

Verschiebung

wirklichesVerhalten

idealisiertesVerhalten

Tragwiderstand

Erstbeanspruchung

wiederholte Beanspruchung

Bild 3.6: Definition des idealisierten bilinearen Verformungsverhalten aus einer rechnerisch oderexperimentell ermittelten Beanspruchungs-Verformungs-Kurve [PP 92] [PBM 90]

Bei den Wänden WS1 und WS2 wurde µ∆ = 1 mit beiden Methoden bestimmt.Zufälligerweise ergaben beide Methoden die gleichen Resultate.

20

4 Versuchsresultate

4.1 Auswertung der Messdaten

Die Anordnung der Messeinrichtung war so konzipiert, dass:

- gemessene Werte direkt mit Output-Werten des ComputerprogrammesABAQUS /QUAKE vergleichbar sind;

- eine Beurteilung der Qualität der Deformetermessungen möglich ist.

Die Auswertung der erfassten Messdaten hatte genau diese Zielsetzung.

Während der ganzen Versuchsdurchführung hat sich der Wandfuss praktisch nichtverschoben (Messstrecke Nr. 101), so dass die Werte der Messstrecken Nr. 102-105direkt als Wandverschiebung interpretiert werden können.Um einen Vergleich zwischen experimentellen und numerischen Grössen zu er-möglichen, wurde in Bild 4.1 die Kolbenkraft (Geber Nr. 100) in Funktion der Wand-kopfauslenkung (Geber Nr. 105) dargestellt.Ursprünglich waren die Deformetermessungen entlang der Längsbewehrung sogedacht, dass 

- die Ausdehnung des plastisches Gelenkes bestimmbar war.

- die Schubverformungen als Differenz zwischen gemessene Verschiebung undVerschiebung aus der Krümmungsintegration bestimmbar waren;

Beides war leider nicht möglich, weil die Messeinrichtungen zur Erfassung derStrecken Nr. 12, 18, 32 und 38 (siehe Bild 3.3) sehr früh ausfielen und weil die Bolzenzu weit auseinander waren.Die Auswertung der Deformetermessungen musste sich deshalb auf denversuchstechnischer Vergleich der Messwerte der direkt auf die Bewehrung geklebtenBolzen auf der vorderseite der Wand mit den Messwerten der auf die Betonoberflächegeklebten Bolzen auf der rückseite der Wand beschränken. Eine weitere Auswertungwar nicht möglich.Zusätzlich konnten die Bügelspannungen aus den Bügeldehnungen mit genügenderGenauigkeit ausgemittelt werden, da für die gleiche Grösse jeweils zwei Messwerte(zwei Messstrecken auf dem gleichen Bügel) vorhanden waren.

21

4.2 Wand WS1

Die kapazitätsbemessene Wand WS1 hatte im Vergleich zur konventionell bemessenenWand WS2 einen etwa doppelten Bügelbewehrungsgehalt. Zudem war bei diesemersten Wandversuch WS1 noch keine seitliche Wandführung installiert.

Während der Prüfung sind - wie erwartet - deutliche Biege- und Biegeschubrisseaufgetreten, deren Entwicklung aus den Bildern 4.3 bis 4.8 ersichtlich ist. Der ersteBiegeriss enstand am Wandfuss (Übergang Wand-Wandfundament). Dieser hat sichanschliessend zum breitesten Riss entwickelt. Die definitive Anzahl Risse warpraktisch schon bei Kraftstufe 2 (KS2) vorhanden (Bild 4.4). In der Folge haben sich diebereits vorhandenen Risse nur noch vergrössert und verbreitert.

Bei Erreichen von KS1 (Kolbenkraft = 110 kN) wurde eine Wandkopfauslenkung(Messstelle 105) von 15.50 mm gemessen (µ∆ = 1). KS4 wurde ohne besondereVorkommnisse bei einer Kolbenkraft von 93 kN erreicht. Die Belastung bis KS5 (µ∆ = 2)hatte erste Betonabplatzungen zur Folge. Zerstört wurde die Betonüberdeckung imBereich der Messbolzenaussparungen. Der Hilfsmessstab zur Erfassung der Strecken18 und 38 fiel aus. Die Kolbenkraft bei KS5 betrug 134 kN, und fiel anschliessend bisKS8 auf 114 kN ab. Der Übergang auf KS9 (µ∆ = 3) hatte eine Vergrösserung derAbplatzungen zur Folge; die Kraft stieg auf 131 kN an. Bei KS10 und nochausgeprägter bei KS11 hat sich die Wand seitlich schiefgestellt (seitliche Verschiebungder Wandoberkante von 6 cm, siehe Bild 4.8), deshalb wurde der Versuchunterbrochen.Nach diesem Zwischenfall wurde die Wand mit einer Seilwinde wieder gerade gestellt,und eine seitliche Führung auf Höhe der Wandoberkante eingebaut. Anschliessendwurde die Wand bei KS11 beginnend weitergeprüft. Die Kraftstufe KS11 konnte jedochnicht erreicht werden, da die Wandsteifigkeit sehr stark abgefallen war. Die bisherigezyklische Beanspuchung hatte die Betondruckzone zermahlt. Es konnten keineweiteren stabilen Hysteresezyklen erreicht werden.

Bild 4.1 zeigt die gemessene Beziehung zwischen Kolbenkraft (Messstelle 100) undhorizontaler Wandkopfauslenkung (Messstelle 105). Die Resultate der Wandprüfungnach dem oben beschriebenen Versuchsunterbruch sind in Bild 4.1 nicht eingetragen,da sie nicht aussagekräftig sind.Bild 4.2 zeigt den Verlauf der Quotienten zwischen entsprechenden Messwerten aufder Vorder- bzw. Rückseite der Wand. Die Bolzen der Strecken 12, 13, 14, 15, 18, 19, 20und 21 auf der Vorderseite waren direkt auf die Bewehrungsstäbe geklebt, diejenigender Messstrecken 32, 33, 34, 35, 38, 39, 40 und 41 auf der Rückseite hingegen auf derBetonoberfläche fixiert. Die Quotienten zeigen den Grad der Querbeanspruchung derWand an, werden aber auch durch Zufälligkeiten der Rissebildung beeinflusst. EinWert 1 des Quotienten würde, von Messungenauigkeiten abgesehen, eine vollkommenebene Beanspruchung der Wand bedeuten. Die Bezeichnung der verschiedenenKurven in Bild 4.2, z.B. 14/34, bedeutet, dass der Messwert der Strecke 14 durch denMesswert der Strecke 34 dividiert wird. Die genaue Lage der Messstrecken ist in Bild3.3 angegeben. Bild 4.2 (links) vergleicht die Messwerte am linken Wandrand, Bild 4.2(rechts) diejenigen am rechten Wandrand, jeweils von Hallenmitte her gesehen.

22

-50 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50Verschiebung [mm]

-150

-100

-50

0

50

100

150K

raft

[kN

]

-F

y

-0.5 F

y

0.5 F

y

F

y

µ∆=3 µ∆=2 µ∆=1 µ∆=1 µ∆=2 µ∆=3

Wand ausgekippt

KS9KS5

KS7KS1

KS3

KS10

KS8

KS6

KS4

KS2

Bild 4.1: Kolbenkraft-Verschiebungs-Beziehung bei WS1

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 Kraftstufe

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

Deh

nung

sver

hael

tnis

Zug Druck Zug Druck Zug Druck Zug Druck Zug

12/32

13/33

14/34

15/35

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 Kraftstufe

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

Deh

nung

sver

hael

tnis

Druck Zug Druck Zug Druck Zug Druck Zug Druck

18/3819/39

20/40

21/41

Bild 4.2: Dehnungsverhältnis zwischen entsprechenden Messstrecken auf der Vorderseite (aufBewehrungsstahl) und auf der Rückseite (auf der Betonoberfläche) der Wand WS1. Von Hallenmitte hergesehen befinden sich die Messstrecken des linken Bildes am linken Wandrand, die des rechten Bildes am

rechten Wandrand (siehe Bild 3.3).

23

µ∆ = 1

Bild 4.3: Rückseite der Wand WS1 bei KS1 Bild 4.4: Rückseite der Wand WS1 bei KS2

µ∆ = 2

µ∆ = 3

Bild 4.5: Rückseite der Wand WS1 bei KS8 Bild 4.6: Rückseite der Wand WS1 bei KS11

24

µ∆ = 3

Bild 4.7: Vorderseite der Wand WS1 bei KS11 Bild 4.8: Wand WS1 bei KS11,Wandschiefstellung mit Senkel gezeigt.

25

4.3 Wand WS2

Nach den Erfahrungen mit der zuerst durchgeführten Prüfung der Wand WS1 wurdebei der Wand WS2 eine seitliche Führung installiert (siehe Bild 3.2). Der Hilfsmessstabzur Erfassung der Messstrecken Nr. 12, 18, 32, und 34 wurde nicht mehr verwendet, daer sich bei der Prüfung der Wand WS1 nicht bewährt hatte.

Die Entwicklung des Rissebildes ist aus den Bildern 4.12 bis 4.17 ersichtlich. Praktischbis kurz vor dem Bruch wurde bei WS2 eine ähnliche Entwicklung des Rissebildesbeobachtet wie bei WS1.

Bei Erreichen von KS1 (Kolbenkraft = 110 kN) wurde eine Wandkopfauslenkung von17.25 mm gemessen (µ∆ = 1). Nach zwei vollständigen Zyklen ist die Kolbenkraft beiKS4 leicht auf 106 kN abgefallen. Der Aufstieg auf µ∆ = 2 (KS5) hat, wie schon bei WS1,die ersten Betonabplatzungen im Bereich der Messbolzenaussparungen verursacht. Diemaximale Kolbenkraft stieg bei KS5 auf 128 kN an und fiel in den anschliessendenZyklen bis auf 119 kN bei KS8 ab. Beim ersten Aufstieg zur Verschiebeduktilität µ∆ = 3(KS9) trat bei µ∆ ≈ 2.2 ein Schubbruch auf (Bilder 4.16 und 4.17). Der Schubbruch imRiss mit einer Neigung von ~45° ist ohne Vorankündigung aufgetreten. Nur dasschlagartige Reissen der Bügel war deutlich hörbar.

In den Bildern 4.10 und 4.11 sind Messergebnisse der Wand WS2 analog zu denBildern 4.1 und 4.2 von WS1 dargestellt.

26

-50 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50Verschiebung [mm]

-150

-100

-50

0

50

100

150K

raft

[kN

]

-F

y

-0.5 F

y

0.5 F

y

F

y

µ∆=3 µ∆=2 µ∆=1 µ∆=1 µ∆=2 µ∆=3

Schubbruch

KS5

KS7KS1

KS3

KS8

KS6

KS2

KS4

Bild 4.10: Kolbenkraft-Verschiebungs-Beziehung bei WS2

0 1 2 3 4 5 6 7 8 Kraftstufe

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

Deh

nung

sver

hael

tnis

Zug Druck Zug Druck Zug Druck Zug Druck

13/33

14/34

15/35

0 1 2 3 4 5 6 7 8 Kraftstufe

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

Deh

nung

sver

hael

tnis

Druck Zug Druck Zug Druck Zug Druck Zug

19/39

20/40

21/41

Bild 4.11: Dehnungsverhältnis zwischen entsprechenden Messstrecken auf der Vorderseite (aufBewehrungsstahl) und auf der Rückseite (auf der Betonoberfläche) der Wand WS1. Von Hallenmitte hergesehen befinden sich die Messstrecken des linken Bildes am linken Wandrand, die des rechten Bildes am

rechten Wandrand (siehe Bild 3.3).

27

µ∆ = 1

Bild 4.12: Rückseite der Wand WS2 bei KS1 Bild 4.13: Rückseite der Wand WS2 bei KS2

µ∆ = 2

Bild 4.14: Rückseite der Wand WS1 bei KS7 Bild 4.15: Rückseite der Wand WS1 bei KS8

28

µ∆ = 3

Bild 4.16: Rückseite der Wand WS2 bei KS9,Schubbruch

Bild 4.17: Vorderseite der Wand WS2 bei KS9,Schubbruch

29

4.4 Vergleich der beiden Wände

Global gesehen verhielten sich beide Wände bis zur Kraftstufe KS8 sehr ähnlich. ImDetail unterschieden sie sich jedoch in den Spannungen der Schubbewehrung, wie Bild4.17 zeigt, sehr deutlich. Die konventionell bemessene Wand WS2 versagte kurz vorKS9 infolge eines spröden Schubbruches, während die kapazitätsbemessene WandWS1 erst beim Anstieg auf KS11 seitlich auskippte.Der Schubbruch von WS2 ist anhand der gemessenen Bügeldehnungen in Bild 4.17(links) leicht zu erklären. Bei µ∆ = 2 (KS5) fliesst die Schubbewehrung zum ersten Mal.Bei den nachfolgenden Zyklen gleicher oder höherer Duktilität werden die plastischenVerformungen immer grösser, bis die Bügelbruchdehnung kurz vor dem Endwert vonKS9, erreicht wird. Der relativ spröde Stahl der Schubbewehrung (εsu ≈ 17‰, siehe Bild2.10) hat das Schubverhalten von WS2 im Vergleich zur kapazitätsbemessenen WandWS1 (engerer Bügelabstand) weiter verschlechtert.Aufgrund des später durgeführten Versuches mit der seitlich geführten kapazitäts-bemessenen Wand WS3 kann man vermuten, dass auch die Wand WS1 durch Gleit-schub über dem Sockel versagt hätte [Bac+ 95]. Eine Überprüfung der nominellenSchubspannung zeigt, dass der in Gl. 5.37 und Gl. 5.38 von [PBM 90] angegebeneGrenzwert für plastische Bereiche von Wänden überschritten ist.

Die Wand WS2 erreichte eine kumulative Duktilität µkum (Summe der pro Halbzykluserreichten Verschiebeduktilitäten, siehe [Bac+ 95]) von:

µkum = 2 ⋅ 2 ⋅ 2 = 8

Dieser Wert ist deutlich kleiner als die für eine Bemessungsduktilität von µ = 2erforderliche kumulative Duktilität µkum = 4 ⋅ µ ⋅ 2 = 16 (siehe [Bac+ 95]).

Als die Prüfung von WS1 wegen Wandschiefstellung unterbrochen wurde, hatte dieWand bereits einen vollständigen, stabilen Zyklus mit µ ∆ = 3 zurückgelegt. Dieentsprechende kumulative Duktilität µkum beträgt:

µkum = 2 ⋅ 2 ⋅ 2 + 1⋅ 3 ⋅ 2 = 8 + 6 = 14

Die Wand WS1 hat somit die Anforderungen für eine Bemessungsduktilität von µ∆=2,wenn auch knapp, ebenfalls nicht erfüllt. Vermutlich hätte WS1 die Duktilitäts-anforderungen erfüllt, wenn nicht die folgenden Vereinfachungen bei Herstellung undPrüfung des Versuchskörpers gemacht worden wären:

- keine seitliche Wandführung- keine Normalkraft- keine zusätzliche Stabilisierungsbewehrung

Bild 4.17 zeigt den Verlauf der Bügeldehnungen und -spannungen sowohl bei WS1 alsauch bei WS2. Für die erreichten Verschiebeduktilitäten µ∆ ist die Dehnung bzw.Spannung angegeben, die nach zwei vollständigen Zug-Druck-Zyklen gemessenwurde. Es ist zu bemerken, dass die Bügeldehnungen aus Deformetermessungenstammen. Deshalb konnte bei WS2 die effektiv erreichte Bruchdehnung (bzw.Spannung) nicht mehr genau bestimmt werden. Der in Bild 4.17 mit (*) bezeichneteWert ist eine Schätzung.Für die Interpretation der Bügelspannungen und Bügeldehnungen in Bild 4.17 ist zubeachten, dass bei zyklischer Wandbelastung die Schubbewehrung im Gegensatz zurLängsbewehrung immer auf Zug beansprucht wird.

30

0 1 2 3 4Verschiebeduktilitaet

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10M

axim

ale

Deh

nung

[/

oo]

Wand WS1 (Kap.)

Wand WS2 (Konv.)

Nominelle Fliessdehnung (2

o

/oo-Grenze)

µ∆

0 1 2 3 4Verschiebeduktilitaet

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

Max

imal

e Sp

annu

ng [M

Pa]

Wand WS1 (Kap.)

Wand WS2 (Konv.)Nominelle

Fliessspannung

µ∆

Bild 4.17: Beanspruchung der Bügel (Schubbewehrung) im plastischen Bereich von WS1 und WS2

31

5 Empfehlungen für weitere Versuche

In diesem Abschnitt werden in Form einer Liste die wichtigsten Empfehlungen zurDurchführung weiterer Versuche zusammengefasst. Die meisten Empfehlungenstammen aus der Diskussion der Versuchsresultate mit Prof. Dr. Dr. h.c. T. Paulay imSeptember 1994.

• Massstab- 1:1 am besten- 2:3 in Neuseeland allgemein üblich- 1:2 noch ohne wesentliche "size effects"Bei zu kleinen Massstäben können sich plastische Mechanismen in einer anderen Artund Weise als beim tatsächlichen Tragwerk ausbilden (zu dünne Bewehrungsstäbe,Verfälschung des Verbundes, usw.).

• DehnungsmessungenEinerseits sollte man Dehnungen in der Wandlängsbewehrung bis zu einer Höhevon 2lw (2-fache horizontale Wandlänge) messen, um die Ausbreitung desplastisches Bereiches bestimmen zu können; andererseits sollten auch dieStahldehnungen im Wandfundament bis in eine Tiefe grösser als 8 Stabdurchmesserbei Stützen und grösser als 16 Stabdurchmesser bei Wänden gemessen werden.Die Messbolzen sollten die Wand möglichst wenig beschädigen. Die direkt auf dieBewehrung geklebten, relativ grossen Messbolzen wirkten als Sollbruchstellen, wojeweils die Betonabplatzungen anfingen. Dies kann mit auf die Betonoberflächegeklebten Messbolzen vermieden werden. Der Nachteil dieser Methode ist, dass einallfälliger Schlupf der Bewehrung nicht erfasst werden kann.Als Alternativen bieten sich die folgenden beiden Möglichkeiten an:Entweder DMS oder optische Fasern direkt auf die Bewehrungsstäbe kleben. Vorallem bei kleinen Stabdurchmessern wird jedoch der Verbund zu stark gestört.Auf beiden Wandseiten sollten die gleichen Messvorrichtungen (z.B. Messbolzen aufdie Bewehrungsstäbe geklebt) und die gleichen Messraster verwendet werden, umEinflüsse der Querbiegung und allfällige Messungenauigkeiten eliminieren zukönnen.Bei statischen Versuchen sollte man möglichst viele Messwerte erfassen, um daswirkliche Verhalten des Tragwerkes verstehen zu können. Anders ist dies beidynamischen Versuchen, wo nur wenige globale Grössen gemessen werdenkönnen. Doch genügt dies, um die Erkenntnisse aus den statischen Versuchen zubestätigen.

• LängsbewehrungDie Längsbewehrung sollte nicht zu sehr an den Wandenden konzentriert werdenund der Längsbewehrungsgehalt sollte im Mittel höchstens 1% betragen (optimal 0.3bis 0.5%); sonst wird die Druckzone zu klein, was Probleme mit derSchubübertragung verursachen kann.

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• Erforderliche DuktilitätStatische Versuche sollten zu einer etwas grösseren Duktilität führen als in denNormen vorgesehen, weil die folgenden Einflüsse meistens nicht berücksichtigtwerden:- Verteilung der Erdbebenkräfte infolge höherer Eigenformen- Ermüdung- Belastungsgeschwindigkeit

Ein Verhaltenskriterium basierend auf der kumulativen Duktilität µkum ist in [Bac+ 95]beschrieben.

• Wandform- Bei unsymmetrischen Querschnitten können Wandstabilität und Betonstauchung

eine entscheidende Rolle spielen und zu wenig duktilem Verhalten führen,dagegen kann mit symmetrischen Querschnitten die erforderliche Duktilität bessererreicht werden. Versuche über duktile Tragwände sollten deshalb in erster Liniean symmetrischen Querschnitten durchgeführt werden.

- Die Anordnung von Wandendverstärkungen verbessert zwar die Duktilität, istjedoch konstruktiv aufwendiger. In folgenden Fällen sind Endverstärkungenvertretbar:- Rahmen in der anderen Richtung verlaufend- kräftige Längsbewehrung (Platzmangel)- Vermeidung von Wandfussinstabilitäten- architektonische GründeFür grundlegende Versuche ist der mit Wandendverstärkungen verbundeneMehraufwand kaum gerechtfertigt.

• KrümmungBei dieser Art von Versuchen sollte man keine lokalen Wandkrümmungen ausMesswerten herleiten, weil die Querschnitte nicht eben bleiben.

• NormalkraftDie Normalkraft verbessert das Wandverhalten unter Erdbebenbeanspruchung.Eine zusätzliche axiale Belastung der Wände sollte in künftigen Versuchen wennmöglich vorgesehen werden.

• WandsteifigkeitFür die Ermittlung der maximal zu erwartenden Verschiebungen ist zu berück-sichtigen, dass während des Versuches die Biegesteifigkeit infolge Rissebildung aufetwa 1/10 der ungerissenen Biegesteifigkeit abfallen kann.

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Zusammenfassung

Zwei nach unterschiedlichen Methoden bemessene Stahlbetontragwände imModellmassstab 1:3 sind unter zyklisch-statische Horizontaleinwirkung getestetworden. Die eine Wand wurde konventionell bemessen, die andere nach der Methodeder Kapazitätsbemessung. Betonabmessungen und Längsbewehrung waren in beidenWänden gleich, die kapazitätsbemessene Wand erhielt jedoch eine kräftigereSchubbewehrung.

Die wesentlichen Ergebnisse dieser Vorversuche können folgendermassenzusammengefasst werden:

• Die Herstellung kleiner Versuchskörper im Massstab 1:3 bietet keineSchwierigkeiten, wenn sie durch qualifiziertes Personal durchgeführt wird.

• Die Eigenschaften des verwendeten Betons mit einem maximalenKorndurchmesser von 16 mm entsprechen weitgehend denen eines normalenBeton des Hochbaus.

• Die verwendeten Bewehrungsstäbe Ø 3.5 und Ø 10 mm wiesen teilweise ein zusprödes Verhalten auf.

• Die Weggesteuerte Servohydraulik erlaubte, die zyklisch-statische Belastungs-geschichte optimal abzufahren.

• Die Messgeräte haben sich bewährt. Bei den beweglichen Messgeräten soll inZukunft ein engeres Messraster verwendet werden.

• Die konventionell bemessene Tragwand versagte bei einer Verschiebeduktilitätµ∆=2 durch einen spröden Schubbruch, während bei der kapazitätsbemessenenWand der Tragwiderstand nach Erreichen einer Verschiebeduktilität µ∆=3infolge Gleiterscheinungen im plastischen Bereich abfiel.

• Die Vorteile der Methode der Kapazitätsbemessung in Bezug aufBruchverhalten und Energiedissipationsvermögen konnten anschaulichdargestellt werden.

Diese Vorversuche dienten dazu, Erfahrungen für die Planung der kommendenHauptversuche zu sammeln. Im Vordergrund werden Tragwände stehen, dieüblicherweise in der Schweiz, d.h. in Zonen mässiger Seismizität, zur Anwendungkommen.

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Summary

Two reinforced concrete structural walls constructed in the scale of 1:3 were testedunder cyclic static horizontal action. One of the walls was conventionally designed, theother according to the capacity design method. Both walls had the same geometry andthe same longitudinal reinforcement, but the capacity designed wall received strongershear reinforcement.

The main results of these initial tests can be summarised as follows:

• The fabrication of small test specimens in the scale of 1:3 does not present anydifficulties as long as it is carried out by qualified personnel.

• The concrete properties of the test specimens with a maximum grain diameter of16 mm correspond well to the properties of regular concrete used in buildingconstruction.

• Some of the utilised rebars of Ø 3.5 and Ø 10 mm showed a too brittlebehaviour.

• The cyclic static load history could accurately be followed by a displacementcontrolled hydraulic actuator.

• The measuring system performed well. A smaller measurement grid for themovable instruments should be used in the future.

• The conventionally designed structural wall failed by brittle shear failure at adisplacement ductility of µ∆ = 2. The capacity designed structural wall showedstrength degradation by sliding shear in the plastic region only after reaching adisplacement ductility of µ∆ = 3.

• The advantages of the capacity design method with respect to failure mode andenergy dissipation could be clearly demonstrated.

With these initial tests valuable insight has been gained for planing and execution of amain series of tests. The forthcoming main series will focus on reinforced concretestructural walls typically used in Switzerland, i.e. walls designed for mediumseismicity.

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Verdankungen

Der vorliegende Versuchsbericht über die Vorversuche an Stahlbetontragwändenunter zyklisch-statischer Einwirkung wurde im Rahmen des Forschungsprojektes"Stahlbetontragwerke unter zyklisch-dynamischer und -statischer Einwirkung" amInstitut für Baustatik und Konstruktion der Eidgenössischen Technischen HochschuleZürich ausgearbeitet.Für die grosszügige finanzielle Unterstützung dieses Projektes möchten die Verfasserfolgenden Institutionen herzlich danken:

• Stiftung für wissenschaftliche, systematische Forschungen auf dem Gebiet desBeton- und Eisenbetonbaus des Vereins Schweizerischer Zement-, Kalk- undGipsfabrikanten (VSZKGF), Zürich.

• Kommission zur Förderung der wissenschaftlichen Forschung (KWF) Bern;

Das Forschungsprojekt wird von einer beratenden Kommission begleitet, der diefolgende Herren angehören:

• Dr. W. Ammann, Dr. R. Cantieni, Dr. F. Hunkeler, Hr. U. König,

Dr. G. Marchand, Direktor E. Setz, Dr. M. Wieland.

Ihnen allen sei für ihr Mitwirken auch an dieser Stelle gedankt.

Ein spezieller Dank gilt den Firmen:

• Von Roll Stahl AG, Gerlafingen.

für das kostenlose Zurverfügungstellen der Wandbewehrung,

• Pestalozzi+Co. AG, Dietikon

für das kostenlose Bearbeiten der Wandbewehrung.

Ebenfalls herzlich zu danken ist der

• Eidgenössichen Materialprüfungs- und Forschungsanstalt (EMPA), Abteilungfür Massivbau, Dübendorf

für die Herstellung der Probekörper.

Die zügige und reibungslose Zusammenarbeit mit den genannten Institutionen hatwesentlich zur raschen und erfolgreichen Durchführung der Versuche beigetragen.

Bei der Versuchsvorbereitung und -durchführung haben die Herren Kurt Bucher,Giuseppe Cuccurù, Werner Krebs und Manfred Waldvogel mitgearbeitet. Herr MarkusBaumann leistete wertvolle Unterstützung bei der Versuchsdurchführung undinsbesondere bei der Lösung von mess- und regeltechnischen Problemen. Für ihreMitarbeit sei den Genannten herzlich gedankt.

Schliesslich möchten die Verfasser Herrn Prof. Dr. Dr. h.c. Thomas Paulay, Universityof Canterbury, Christchurch, Neuseeland, für seine freundschaftliche und äusserstwertvolle Beratung bestens danken.

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Bezeichnungen

Lateinische Grossbuchstaben

A FlächeAc Brutto BetonquerschnittsflächeAs Querschnittsfläche des BewehrungsstahlsDMS Dehnmessstreifen (Strain gage)Ec Elastizitätsmodul des BetonsEs Elastizitätsmodul des BewehrungsstahlsF Gesamte horizontale Erdbeben-ErsatzkraftFy FliesskraftKS KraftstufeM BiegemomentMu Biegewiderstand des QuerschnittesMy FliessmomentMRiss RissmomentN NormalkraftV QuerkraftVw Querkraft bei Überfestigkeit

Lateinische Kleinbuchstaben

bw Wandbreited Statische Höhefc Prüfwert der Zylinderdruckfestigkeit des Betonsfct Rechenwert der Zugfestigkeit des Betonsfcw Würfeldruckfestigkeit des Betonsftk Prüfwert der Zugfestigkeit des Bewehrungsstahlsfy Rechenwert der Fliessgrenze des Bewehrungsstahlsfyk Prüfwert der Fliessgrenze des Bewehrungsstahlsh Kraftangriffshöhehw Wandhöheln Stockwerkshöhelp Länge des plastischen Bereichslw Wandlänges Bügelabstand in [mm]vc Beitrag des Betons zum Schubwiderstandvw Nominelle Schubspannung infolge Querkraft bei Überfestigkeitz Innerer Hebelarm

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Griechische Kleinbuchstaben

α Neigungswinkel der Betondruckdiagonalenε Dehnungεcu Bruchstauchung des Betonsεtk Stahldehnung bei Zugfestigkeitεsu Bruchdehnung des Bewehrungsstahlsεy Fliessdehnung des Bewehrungsstahlsφ Krümmungφu Grenzkrümmungφy Krümmung bei Fliessbeginµ∆ Verschiebeduktilitätµφ Krümmungsduktilitätµkum Kumulative Duktilitätλo Faktor für den Biegewiderstand bei Überfestigkeitρ Dichteσ NormalspannungσN Normalspannung infolge Normalkraftτ Schubspannung

Verschiedene Bezeichnungen

Ø Durchmesser in [mm]

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Literaturverzeichnis

[Bac 91] Bachmann H.: Stahlbeton I - Grundzüge des Stahlbetons. Vorlesungs-autographie, Institut für Baustatik und Konstruktion, ETH Zürich, 1991.

[Bac 94] Bachmann H.: Die Methode der Kapazitätsbemessung. SchweizerIngenieur und Architekt Heft 45/94, Zürich, 1994.

[Bac 95] Bachmann H.: Erdbebensicherung von Bauwerken. Birkhäuser VerlagBasel, Boston, Berlin, 1995.

[Bac+ 95] Bachmann H. et al.: Erdbebensicherung von Bauwerken, Demon-strationsversuche. Fortbildungskurs für Bauingenieure, Institut fürBaustatik und Konstruktion, ETH Zürich, 1995.

[DWB 95b] Dazio A., Wenk T., Bachmann H.: Vorversuche an Stahlbeton-tragwänden auf dem ETH Rütteltisch. Bericht Nr. 213. Institut fürBaustatik und Konstruktion, ETH Zürich, 1995.

[Goo 85] Goodsir W.J.: The design of coupled frame-wall structures for seismicactions. Research Report, Department of Civil Engineering, Universityof Canterbury, Christchurch New Zeland, August 1985.

[PP 92] Paulay T., Priestley M.J.N.: Seismic design of reinforced concrete andmasonry buildings. John Wiley & Sons, New York, 1992.

[PBM 90] Paulay T., Bachmann H., Moser K.: Erdbebensicherung vonStahlbeton-hochbauten. Birkhäuser Verlag Basel, Boston, Berlin, 1990.

[SIA 162] SIA 162 (Norm): Betonbauten. Schweiz. Ingenieur- und Architekten-Verein Zürich, Teilrevision 1993.