Stahlbau 01/2012 free sample copy

1 Stahlbau

– Biege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3– Konstruktion und Berechnung explosionshemmender Seilnetzfassaden – Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 2) – Die Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen– Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen (Teil 2)– Zur Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbädern– Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844–1889 (Teil 1)– Zeche Nordstern: Aufstockung Schacht II

81. JahrgangJanuar 2012ISSN 0038-9145A 6449

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1Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Inhalt

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Fachthemen

1 Matthias Wieschollek, Markus Feldmann, József Szalai, Gerhard SedlacekBiege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3 anhand von Berechnungennach Theorie 2. Ordnung

13 Frank Wellershoff, Martien Teich, Gordon Nehring, Norbert GebbekenKonstruktion und Berechnung von explosions hemmenden Seilnetzfassaden

26 Ingbert Mangerig, Robert Wagner, Sascha Burger, Otto Wurzer, Cedrik ZapfeZum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 2) – Nichtruhende Beanspruchung

32 Herbert MoldenhauerDie Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen

41 Andreas W. Momber, Sascha Buchbach, Peter PlagemannUntersuchungen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen – Ergebnisse der Laborprüfungen (Teil 2)

49 Ulf NürnbergerSind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbäderngerechtfertigt?

57 Martin Trautz, Friedmar VoormannDer Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844 bis 1889 –Mit Holz zum Eisen (Teil 1)

Berichte

63 Markus Dietz, Markus BottZeche Nordstern: Aufstockung Schacht II

70 Rückblick: Festkolloquium 90 Jahre Versuchsanstalt

71 50 Jahre Böger+Jäckle

Rubriken

40 Aktuell (s. a. S. 48, 73 u. 75)69 Firmen und Verbände74 Persönliches77 Zuschriften77 Termine

Stellenmarkt

Produkte & Objekte

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Der Neubau der Gablenzbrücke ist eines der wichtigsten und interessantesten Ver-kehrsbauwerke der Landeshauptstadt Kiel. Als Verbindungsglied zwischen dem West-und Ostufer führt sie den gesamten Straßen- und späteren Straßenbahnverkehr überdie Gleisanlagen des Kieler Hauptbahnhofes und setzt mit ihrem filigranen Bogentrag-werk einen wichtigen städtebaulichen Akzent.Das Titelbild zeigt den Einschub der neuen Bogenbrücke neben der querverschobenen,noch der bauzeitlichen Verkehrsführung dienenden alten Gablenzbrücke.

(Objektplanung: Böger + Jäckle, s. S. 71 / Foto: Frank Behling)

81. JahrgangJanuar 2012, Heft 1ISSN 0038-9145 (print)ISSN 1437-1049 (online)

Wilhelm Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KGwww.ernst-und-sohn.de

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Peer-reviewed journalStahlbau ist ab Jahrgang 2007 beim Web of Knowledge (ISI) von Thomson Reutersakkreditiert

Impact-Faktor 2010: 0,234

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Die Humboldt-Box – futuristisches Gebildein Silbermetallic-Hülle

Sie ist Zuschauermagnet und optischer Provokateur zugleich.Die Humboldt-Box regt das öffentliche Interesse in größtemMaße an und bietet aktuellen architektonischen Gesprächs-stoff in der Hauptstadt.

Errichtet wurde das 28 m hohe Gebilde inmitten der BerlinerMuseumsinsel, um über die Inhalte des zukünftigen Humboldt-Forums – einem Ausstellungsraum für Kultur, Kunst und Wissen-schaft – und die Gestaltung des Schlossplatzes zu informieren.Auf fünf Ebenen mit insgesamt 3.000 m2 bekommt der Besuchereinen Vorgeschmack auf das Forum. Nach dessen Fertigstellunghinter der Fassade des wiedererrichteten Berliner Stadtschlosses,voraussichtlich im Jahr 2019, soll die Humboldt-Box wieder ab-gebaut werden.

Jede Platte ein UnikatFür das außergewöhnliche Outfit sorgte die S+T Fassaden GmbHin Zusammenarbeit mit ThyssenKrupp Plastics. Das TessinerUnternehmen bekam den Zuschlag für die Fertigstellung der vor-gehängten, hinterlüfteten Fassade, ThyssenKrupp Plastics liefertedas Material: 2.600 m2 Alucobond vom Hersteller 3A Composi-tes. Der gewünschte Farbton fiel auf die Farbe Sunrise Silberme-tallic.Zwischen Auftragsvergabe und Baubeginn lagen knapp sechsMonate. Die Herausforderung begann bereits bei der Planung.Aufgrund des Entwurfs des Berliner Architektenbüros KSV Krü-

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ger Schuberth Vandreike mit unzähligen Schrägen, Ecken, Kan-ten und Biegungen in der Fassade, war die Durchführung undRealisierung nur mittels 3D-Planung möglich. Das stellte beson-dere Anforderungen an die Anarbeitung. Das Gebäude bestehtaus 1.693 Einzelplatten, jede Tafel ist ein Unikat. Die Formenreichen von Parallelogrammen über Trapeze bis hin zu dreiecki-gen und kegelförmigen Ausschnitten. Keine Alucobond-Plattegleicht der anderen, das Material wurde komplett 3D-gemessenund 3D-gezeichnet.

Ungewöhnliche Struktur als HerausforderungMit Baubeginn im Dezember 2010 befestigte S+T zunächst eineStahlkonstruktion an der Außenwand des Gebäudes. Sie dienteals Basis für die Anbringung der über 1.500 Alucobond-Platten.Da die Flächen, wie gewollt, nicht strukturiert sind und sie keingleichmäßiges Raster zeigen, galt Sorgfalt und Präzision seitensS+T Fassaden. Die ungewöhnliche Struktur des Gebäudes stelltebei der Realisierung vor Ort am Berliner Schlossplatz eine wei-tere Herausforderung dar. Zudem musste die Fassade innerhalbder vorgegebenen Zeitschiene realisiert werden. Die Fertigstel-lung erfolgte punktgenau zum Tag der Eröffnung am 30. Juni2011. Für ThyssenKrupp Plastics als Materiallieferant und S+TFassaden als Verarbeiter ist die Humboldt-Box ein besonderesPrestigeobjekt mit großem öffentlichen Interesse. Jährlich wer-den 300.000 Besucher erwartet.

Weitere Informationen:ThyssenKrupp Plastics GmbH, Am Thyssenhaus 1, 45128 Essen,Tel. (0201) 844-0, Fax (0211) 58348-178, [email protected], www.thyssenkrupp-plastics.de

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Bild 1. Das 28 m hohe Gebilde inmitten der Berliner Museumsinsel informiert u. a.auch über die viel diskutierte Gestaltung des Schlossplatzes.

Bild 2. Jährlich werden 300.000 Besucher erwartet – für ThyssenKrupp Plastics alsMateriallieferant und S+T Fassaden als Verarbeiter ein besonderes Prestigeobjekt mitgroßem öffentlichen Interesse. (Fotos: ThyssenKrupp-plastics)

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Der neue Hauptsitz von „Salewa“ stelltsich für all jene als Symbol dar, die sichBolzano (Bozen) auf der Autobahn vonSüden her nähern. Dynamik, technolo-gische Forschung und Kontinuität sindMerkmale des Alpinsport-Unterneh-mens – Merkmale, die auch der neueHauptsitz zum Ausdruck bringt.

Größte Besonderheit des Projektes ist dieKletterhalle für bis zu 250 Kletterer gleich-zeitig, mit ihrer Kletterfläche von 2.000 m2,bei einer Höhe von 24 m und einer Wandvon 19,5 m. Inneres und Wände der Struk-tur mit Platten aus reinem Zink entwarfIngenieur Ralph Preindl.Der Komplex ist mit einer PV-Anlage aufdem Dach der Lagerhalle ausgestattet.Sie verfügt über eine Leistung von 450 kWund kann 520.000 kWh Strom pro Jahrerzeugen, was 335 t eingesparten CO2-Emissionen entspricht.

Von den Strukturen bis zu den Fassa-densystemen: Stahlbau PichlerDas Gelände von 17.208 m2 gewährleis-tete ausreichend Lagerfläche und die Ko-ordination der Geräte auf der Baustelle,darunter 7 Krane, was für die komplexenProduktionsphasen vorteilhaft war.Zu den aus der Gebäudeform resultieren-

den Herausforderungen gehörte für Stahl-bau Pichler u. a. die funktionierende Sta-tik sämtlicher Auskragungen der Alumi-niumverkleidungen. Diese wurden mitUnterkonstruktionen aus Stahl befestigt,die an den aus verschiedenen Materialien(Stahlbeton, Fertigteile aus vorgespann-tem Beton, Lamellenholz) errichteten Ge-bäudeteilen verankert wurden, ohne dasssichtbare Dehnungsfugen an der Fassadevorgesehen werden konnten. Außerdemmusste die Bündigkeit der verschiedenenFlanken der Aluminiumverkleidung mitden Glasfassaden garantiert werden. Dafürwurden Trockenverbindungen angewen-det, ohne die Möglichkeit, Verbindungs-und Ausgleichsbleche vorzusehen. Hinzukamen von Standardgrößen abweichendeMaße der Glasplatten, sowie die stren-gen, einem „Klimahaus“ entsprechenden,Vorschriften des Leistungsverzeichnisses.

3D-PlanungZur Lösung der komplexen Aufgabenkam eine 3D-Software zum Einsatz, dasämtliche Materialien nur nach den Bau-plänen erstellt werden konnten, verun-möglichte doch der enge Zeitplan eineVermessung der Tragkonstruktionen aufder Baustelle. Hier konnte Stahlbau Pich-ler seine Erfahrung und seinen Ideen-

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Symbolträchtiger Bau für Bozen und für den Stahlbau

Bild 1. Mut zum Symbol – der neue Hauptsitz des Alpinsport-Unternehmens Salewa

Die stahl + verbundbau gmbh liefert fürden Neubau des Erweiterungsgebäudesfür die Handelskammer Hamburg dieStahlverbundträger, Stützen, Diagonalenund Verbundbleche. Das siebengeschos-sige Erweiterungsgebäude mit sehrschwieriger Gründungssituation befindetsich gegenüber der Handelskammer amAdolphsplatz. Der Neubau hat eine Höhevon 25 m und eine Gesamtfläche von2.265 m2. Die Stahl-/Verbundbauarbeiten

für die Geschossdecken, die Stützen unddie Abfangkonstruktion in den Fassaden-achsen sollen bis 03/2012 abgeschlossensein.

Weitere Informationen:Im Steingrund 8, 63303 Dreieich, Tel. (0 61 03) 98 62-0, Fax (0 61 03) 98 62-44, [email protected], www.stahl + verbundbau GmbH

Neubau Erweiterungsgebäude der Handelskammer Hamburg



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reichtum beweisen, indem das Unternehmen innerhalb kürzes-ter Zeit angemessene Lösungen präsentierte.Von Planung und Entwicklung der Struktur bis zur Verkleidungder Fassade hat der Kunden einen einzigen Ansprechpartner,der Produktion, Anlieferung, sowie Montage der Teile koordi-niert.

Unterschiedlichste Formen bei den GlaswändenSämtliche Elemente für die Glaswände wurden am Ende derProduktions- und Montagephasen wegen der vielen unterschied-lichen Formen markiert, typisiert und einzeln zur Montage vor-bereitet. Die Befestigung der verglasten Fassadensysteme mit einer unab-hängigen Unterkonstruktion basierte auf der Notwendigkeit,Maßtoleranzen zum Ausgleich der Biegebewegungen der Krag-platten zu garantieren. Die Verankerung der Pfosten an den De-cken der Stahlbetonstruktur besteht aus verzinktem Stahl. DieGlaswände der Türme garantieren eine optimale natürliche undgestreute Lichteinstrahlung ohne Abschirmung, und um eine fa-cettierte und einheitliche Wirkung zu erreichen, verbergen dietransparenten, vertikalen Schließelemente das Struktursystem.

Fassaden mit changierender FarbeDie Außenverkleidung besteht aus Aluminiumplatten mit ver-schiedenen Arten von elektrochromatischen Löchern, die zurVermeidung von Oxidationsprozessen per Zinninterferenz amEnde des Produktionszyklus ausgeführt wurden. Die Farbe derVerkleidung changiert je nach Sonneneinfall und besteht aus

Bild 2. Zu den Herausforderungen des Projekts gehörte für Stahlbau Pichler u. a. diefunktionierende Statik sämtlicher Auskragungen der Aluminiumverkleidungen.

(Fotos: Oskar Dariz)

Unger Steel Group auf der BIG 5 in Dubai

Vom 21. bis 24. November 2011 präsentierte die Unger SteelGroup ihre Leistungen und jahrelange Erfahrung in den Berei-chen Stahlbau, Generalunternehmung und Real Estate auf derBIG 5 in Dubai. Die BIG 5 in Dubai gilt als eine der wichtigsten und größtenBaumessen in den Vereinigten Arabischen Emiraten und ist eineperfekte Bühne für die internationale Bauindustrie und derenBranchen.Für Unger als international operierende Unternehmensgruppestellt diese Messe einen weiteren und wesentlichen Schritt inRichtung Expansion und Marktpräsenz dar. Mit der Unger SteelMiddle East FZE, der zweiten Produktionsstätte in Sharjah, istdie Unger Gruppe ein attraktiver Partner im arabischen Raumund über die Grenzen hinaus.

Weitere Informationen:Unger Stahlbau GmbH, Steinamangererstraße 163, 7400 Oberwart, Österreich, Tel. +43 3352 33524-0, Fax +43 3352 33524-15, [email protected], www.ungersteel.com

drei grau-blauen, mit der Umgebung korrespondierenden Farb-tönen. Die Aluminiumplatten wurden aus Basismodulen von590 × 1190 mm Größe und 30/10 Dicke gewonnen. Anschlie-ßend erfolgten die verschiedenen Bearbeitungen der Biegungund Lochung, wobei die Löcher in horizontalen Abständen von100 mm und vertikalen von 150 mm angebracht wurden, so wiedie Färbung.Um Wärmebrücken auf ein Minimum zu reduzieren und dieBauarbeiten zu vereinfachen, verwandelte man den „U“-Quer-schnitt des Verbindungssystems durch Verwendung von Kunst-stoffelementen, die mit thermischem Trennverfahren hergestelltwurden, in einen „L“-Querschnitt.Da es sich um ein Gebäude mit großen Sichtweiten sowohl voninnen nach außen, als auch von außen nach innen handelt, wardie Entwicklung von Fassadensystemen grundlegend wichtig,die seine Gesamtheit nicht belasten, sondern leichter machen,trotz der monolithischen Substanz des Gesamtkomplexes.

Weitere Informationen:STAHLBAU PICHLER GmbH, T.-A.-Edison-Straße 15, 39100 Bolzano, Tel. +39 0471 065 000, Fax +39 0471 065 001, [email protected], www.stahlbaupichler.com


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Nachhaltigkeit bestimmt die Zukunft des Bauens

Besonders der Gebäudebereich kann und muss im Hinblickauf den Klimawandel einen erheblichen Beitrag leisten. LautStatistik der Europäischen Union sind die 160 Millionen Ge-bäude in der Staatengemeinschaft noch immer für rund 40 %des gesamten europäischen Endenergieverbrauchs verant-wortlich. Sie erzeugen 36 % Prozent der Kohlendioxid-Emis-sionen (CO2). Das Bundesministerium für Verkehr, Bau undStadtentwicklung (BMVBS) beziffert den Anteil der für dieErrichtung und den Umbau von Gebäuden verbrauchtenRohstoffe auf ca. 50 % des gesamten Landesbedarfs. Rund60 % der in der Bundesrepublik anfallenden Abfallmateria-lien kommen aus dem Gebäudebereich.

Bei der Nachhaltigkeit von Baumaßnahmen und der Etablierungeiner Kreislaufwirtschaft steht die Bauwirtschaft an der Schwellezu neuen Planungs- und Umsetzungssystemen. „Green Building“wird immer stärker nachgefragt und ist längst ein wichtiger Aspektfür Investitionsstrategien. Gebäude, die nachweisbar energieeffi-zient und ressourcenschonend gebaut, betrieben, und rückgebautwerden können, gewährleisten hohen Werterhalt und lassen sichbesser vermieten und verkaufen. In Anhang I der im Frühjahr 2011 eingeführten europäischenBauproduktenverordnung (EUBauPV) wurde die Nachhaltigkeitals siebte Grundanforderung an Bauwerke aufgenommen. Siebeinhaltet Kriterien zur Dauerhaftigkeit und Recyclebarkeit vonBauwerken und Baustoffen sowie zum ressourcenschonendenEinsatz von Rohstoffen und Sekundärbaustoffen. Ab 1. Juli 2013müssen die Hersteller von Bauprodukten in der EU im Rahmenihrer Leistungserklärungen entsprechende Angaben machen.Noch erfolgt die Nachhaltigkeitszertifizierung von auf freiwilli-ger Basis. Dass aber aus dem Kann ein Muss wird, gilt als wahr-scheinlich.

Nachhaltigkeitszertifizierungen sind gefragtDa keines der internationalen Zertifizierungssysteme den hohenBewertungsansprüchen des deutschen Bauministeriums genügthatte, war ein eigenes „Bewertungssystem Nachhaltiges Bauen“(BNB) entwickelt worden. Alle neuen Büro- und Verwaltungs -gebäude des Bundes werden schon jetzt auf der Basis des Leit -fadens „Nachhaltiges Bauen“ nach dem BNB-System zertifiziert.Das Zertifizierungssystem der Deutschen Gesellschaft für Nach-haltiges Bauen (DGNB) wurde auf einer Grundlage mit demBNB-System entwickelt, enthält aber noch weiter gehende Bewer-tungskriterien. Das „Deutsche Gütesiegel Nachhaltiges Bauen“ der DGNB wird – wie das BNB-Zertifikat – in Gold, Silber undBronze verliehen. Zu den sechs Themenfeldern des Bewertungs-systems zählen vor allem die ökologische, die ökonomische, diesoziale und die technische Qualität. Ein Vorteil des DGNB Zertifi-kats besteht in der Möglichkeit der Vorzertifizierung von Projekten.

Umweltproduktdeklarationen liefern BasisdatenUm die Nachhaltigkeit von Gebäuden zertifizieren zu können,müssen die Hersteller von Baustoffen Informationen zu ihrenProdukten bereitstellen. Dabei spielen Umweltproduktdeklara-tionen (EPDs) eine entscheidende Rolle. Die europäische Bau-produktenverordnung fordert diesbezüglich: „Zur Bewertungder nachhaltigen Nutzung der Ressourcen und zur Beurteilungder Auswirkungen von Bauwerken auf die Umwelt sollten dieUmwelterklärungen (Environmental Product Declarations –EPD), soweit verfügbar, heran gezogen werden.“ NormativeGrundlage der Umweltproduktdeklarationen (Öko-Label Typ III)sind die ISO 14025 oder die prEN 15804. Sie geben die Berech-nungs- und Bewertungsverfahren vor, mit denen die Auswirkun-gen von Bauprodukten auf Luft, Boden und Wasser während


päischen Ländern und einige nationale Green Building Councilseine Absichtserklärung zur Gründung einer europäischen EPD-Plattform unterzeichnet. Beim Institut Bauen und Umwelt e.V.ist man sich daher sicher, dass EPDs schon bald für jeden Bau-produkthersteller notwendig werden, um am Markt bestehen zukönnen.

Weitere Informationen:Messe Düsseldorf GmbH, Messeplatz, Stockumer Kirchstraße 61, 40474 Düsseldorf, Tel. (0211) 45 60-01, Fax (0211) 45 60-668, [email protected], www.messe-duesseldorf.de/


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Für das Verständnis und die Einarbeitung in den Eurocode 3 legt >>bauforumstahl e.V. erstmals eine Beispielsammlung vor. Der Band enthält das komplett durchgerech-nete Beispiel einer einschiffigen Hallenkonstruktion mit Kranbahn in den Varianten Zweigelenkrahmen und Fachwerkdachbinder auf eingespannten Stützen, wobei die relevanten Teile von Eurocode 1 und Eurocode 3 in Bezug genommen werden. Die Berechnung und Bemessung aller Tragwerksteile, auch für den Brandfall, wird anschau-lich Schritt für Schritt durchgeführt und erläutert. Das Buch dient als unentbehrliches Hilfsmittel bei der Erstellung prüffähiger stati-scher Berechnungen und wird für Praktiker und Studenten gleichermaßen empfohlen.

Die Herausgeber:>>bauforumstahl e.V. rief hervorragende Fachleute aus Normungsgremien, Bauaufsicht und Ingenieurbüros zusammen, um der Praxis die breite Kenntnis und Erfahrung zugänglich zu machen.

H R S G . : > > B A U F O R U M S TA H L E . V.

Beispiele zur Bemessung von Stahltragwerken nach DIN EN 1993 – Eurocode 3

2011. 35 S.,

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Beispiele zur Bemessung von Stahltrag-werken nach DIN EN 1993 – Eurocode 3

ihres gesamten Lebenszyklus’ (Ökobilanz) analysiert werden. Verpflichtend bei der Erstellung einer EPD sind nur die Angabenzum Lebenszyklus der Herstellung. Die übrigen Lebenszyklus-phasen (Nutzung, Rückbau und Recycling) können, müssenaber nicht betrachtet werden. Sowohl das BNB- als auch dasDGNB-Zertifizierungssystem fordern allerdings die Betrachtungaller Phasen.Erstellt werden die EPDs von öffentlich anerkannten Stellen. InDeutschland sind dies zurzeit das Institut Bauen und Umwelt e.V.(IBU), ein Zusammenschluss von Bauproduktherstellern, unddas ift Rosenheim. Umwelt-Produktdeklarationen können füreinen einzelnen Hersteller, mehrere zusammengeschlosseneHersteller oder einen gesamten Verband erstellt werden.Durch den Aufbau von EPD-Datenbanken werden Gebäude -planer und Zertifizierungsstellen künftig Zugriff auf die Umwelt-deklarationen von Bauprodukten erhalten. Das System wird sosukzessive klare Strukturen erhalten und einfach anwendbarsein. Erst im September 2011 haben EPD-Ersteller aus zehn euro-

Bild 1. Das H2 Office in Duisburg wurde von der Deutschen Gesellschaft für Nachhal-tiges Bauen mit dem Gold-Zertifikat in der Kategorie Neubau Büro- und Verwaltungs-gebäude ausgezeichnet. (Foto: Duisburg Orco Germany)

Bild 2. Das Projekt Waterhouses – Wohnen am Inselpark in Hamburg erhielt dasDGNB Vorzertifikat „Neubau Wohngebäude“ in Gold. Durch das Vorzertifikat lassensich Gebäude schon in der Planungsphase optimieren und besser vermarkten.

(Foto: HOCHTIEF Solutions AG, Design: moka-Studio)


Dünnblechschrauben aus rostfreiem Edelstahl für Solaranlagenmontage

Firma Reisser-Schraubentechnik GmbH, mit eigenem Werk inIngelfingen-Criesbach, hat für die Montage von Solaranlagenauf Dächern in Metallleichtbauweise mit Dünnblechschrau-ben aus rostfreiem Edelstahl ein Spezialprodukt entwickelt,das baurechtlichen Anforderungen genauso gerecht wird, wieKriterien der Standsicherheit und Lebenserwartung sowiedenen des Schutzes der Dachfläche.

Die Produktbezeichnung lautet: Dünnblechschraube, EdelstahlA2/Bimetall RP-T2-4,5 × 25. Das Bauteil, das auch im 6-mm-Durchmesser angeboten wird, besteht aus sieben Funktionskom-ponenten und ist auf Grundlage der dazugehörigen Zulassungs-bescheide zu verwenden.

Komponente 1: BohrspitzeDie Bohrspitze weist keine Schneide auf sondern eine Spitze.Sie besteht aus hochfestem Kohlenstoffstahl, der Materialienaus Stahl bis zu einer Dicke von 1 mm verdrängt. Eine beson-dere Beschichtung verhindert ihr Verglühen. Bei Bauteilen ausAluminium können 1,2 mm durchdrungen werden. Diese Wertegelten sowohl für das zu befestigende Bauteil als auch für das,an dem befestigt wird. Da die Bohrspitze nach dem Setzen derSchraubverbindung keine weitere Funktion mehr aufweist, stehteiner Ausführung dieser Komponente aus Kohlenstoffstahl nichtsentgegen. Entstehung von Spänen und die daraus entstehendeGefahr für den Korrosionsschutz der Dachfläche werden so na-hezu vollständig vermieden.Das entstehende Loch weist durch den elastischen Anteil derVerformung hohe Spannungen im Umfang auf, die über die Le-bensdauer der Verbindung wirksam bleiben. Die Schraube wirdin der Öffnung eingeklemmt und das Herausdrehen erschwert.Wird eine Schraube gelöst, ist es unmöglich, sie von Hand wie-der einzudrehen, was die Herstellung unsicherer Verbindungenerschwert.Der trichterförmige Lochrand, der beim Durchdringen entsteht,wirkt durch seine räumliche Gestalt einem Herausziehen wirk-sam entgegen. Dementsprechend weisen die Befestigungspunktehohe statische Kennwerte auf, so dass weniger Befestigungs-punkte erforderlich werden.

Komponente 2: GewindeformungDas Muttergewinde wird durch die Schraube selbst geformt –wiederum durch Verdrängung: Das Gewinde wird eingefurcht,und das Muttergewinde dadurch verfestigt. Derartige, seit Jahr-zehnten bekannte Verbindungen sind auch bei vergleichsweisedünnen Blechen zuverlässig wirksam.

Komponente 3: SchweißverbindungBis auf die Bohrspitze besteht die Schraube aus Edelstahl A2.Die Verbindung der Bohrspitze an das Gewinde wird durch einpatentiertes Schweißverfahren hergestellt.

Komponente 4: GewindeDas Gewinde weist zwei Gewindegänge auf, die dadurch steilausfallen und es entsteht ein hoher Vortrieb, der die Drehungendes Werkzeuges und so die Dauer des Setzvorganges maßgeb-lich reduziert. Eine die Reibung drastisch vermindernde Spezial-beschichtung des Gewindes ermöglicht, dass die Schraube miteinem Akku-Schrauber gesetzt werden kann.

Komponenten 5 und 6: Dicht- und UnterlegscheibeDie Wirkung der Dichtscheibe wird insbesondere dadurch er-reicht, dass die Dichtscheibe die Schraube auf Höhe des Gewin-des fest umschließt. Die Unterlegscheibe wird dementsprechend


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Bernd (35) kennt die effektivste Arbeitsweise

für die Planung, Detaillierung und Fertigung von

Stahlkonstruktionen. Sein Unternehmen hat

Fertigung und Projektmanagement mithilfe von Teklas

Kopplung zu MIS-Systemen und CNC-Maschinen

automatisiert. Wichtiger noch, durch die Arbeit an ein

und demselben Tekla-Modell stehen allen Partnern die

aktuellsten Baudaten zur Verfügung, in Echtzeit.

Tekla Structures BIM (Building Information Modeling)-

Software bietet eine datenintensive 3D-Umgebung, die

von Bauunternehmern, Planern, Konstrukteuren und

Fertigungsbetrieben sowohl im Stahl- als auch Betonbau

gemeinsam genutzt werden kann. Tekla ermöglicht besseres

Bauen und eine optimale Integration bei Projektmanagement

und -auslieferung.


in der Form eines vergleichsweise steilen Kegelstumpfs ausgebil-det.Auf diesem Weg wird das Material der Unterlegscheibe nachinnen gedrückt, von einer weiterer Feder die Spannung auf denDichtring aufrecht erhalten und das Durchschlagen (der Über-gang von konvex zu konkav) der Unterlegscheibe verhindert.

Komponente 7: Schraubenkopf Für den Vortrieb kann ein handelsüblicher Steckschlüssel (Nuss)der Weite 8 mm oder ein verbesserter Innenantrieb verwendetwerden, der durch seine besondere Form eine präzise Führunggestattet. Bei der Montage ist darauf zu achten, dass die empfoh-lenen Anzugsmomente erreicht und eingehalten werden. Hierzuhält der Hersteller passende Montageanweisungen vor.

Die Prägung „RA“ zeigt an,dass ein Produkt der FirmaReisser-SchraubentechnikGmbH verwendet und dassdie Befestigung mit rostfreiemEdelstahl hergestellt wurde.

Bauaufsichtliche ZulassungDie Verwendung des Verbin-dungsmittels für einschnittigeVerbindungen aus Stahlblechwurde Anfang des Jahresdurch eine Ergänzung des Zu-lassungsbescheides Z-14.1-4um die Anlagen 3.304 bis 3-307 geregelt. Demnachkann, wo nicht erforderlich,die Dichtscheibe weggelassenwerden. Die zulässigen cha-rakteristischen Werte für

Querkräfte betragen bis zu 6,24 kN (Gewichtskraft von 624 kg)je Schraube.Einschnittige Verbindungen aus Aluminium sollen den Anlage-blättern 3.1.30 und 3.1.31 zum Zulassungsbescheid Z-14.1-537,August 2011, entsprechen. Es sind charakteristische Querkräftevom bis zu 3,05 kN möglich.

Weitere Informationen:REISSER-Schraubentechnik GmbH, Fritz-Müller-Straße 10, 74653 Ingelfingen-Criesbach, Tel. (07940) 127-0, Fax (07940) 127-49, [email protected], www.reisser-screws.com


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E D I T O R : E R N S T & S O H N

Steel ConstructionDesign and Research

Volume 5, 2012.4 issues per year.Editor-in-chief:Dr.-Ing. Karl-Eugen KurrerJournal for ECCS members –European Convention forConstructional Steelwork

Annual subscription printISSN 1867-0520for companies € 154,–*for libraries € 520,–*

Annual subscribtion print + onlineISSN 1867-0539for companies € 178,–*for libraries € 598,–*

Steel Construction unites in one journal the holistic approach to steel construction. In the interests of “con-struction without depletion”, it skilfully combines steel with other forms of construction employing concrete, glass, cables and membranes to form inte-grated steelwork systems. The scientifi c and technical papers in Steel Construc-tion are primary publications. This journal is aimed at all structural engineers, whether active in research or practice.

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Bild 1. Bohrspäne, die beim Erbohren der Durchgangslöcher ent-standen sind, führten zu Beschädigungen des Korrosionsschutz-systems in der Nähe des Schraubenkopfs und in der Fläche.

Bild 2. REISSER DünnblechschraubeRP-T2, Edelstahl A2 rostfreiDie Schraube ist in der Lage, Bauteileaus Stahl bis zu einem Millimeter Blech-dicke zu durchdringen. In dem Bauteil, andem befestigt wird, bildet sich ein räum-lich wirksames Gewinde aus, das unterSpannung steht und sehr so zusätzlichgegen Herausziehen wirksam wird.

(Fotos: Reisser-Schraubentechnik)


Edelstahl Rostfrei in der Fassaden -gestaltung

In Europa entfallen 40 % des Energieverbrauchs auf die ge-bäudebezogene Energienutzung. Länder- und EU-Richtlinienverschärfen deshalb kontinuierlich die Anforderungen an dieEnergieeffizienz von Gebäuden. Gemäß der novellierten EU-Richtlinie über die Gesamtenergieeffizienz von Gebäudensollen Passiv- und Nullenergiehäuser ab 2020 EU-weit zumStandard werden. Obwohl dies zunächst nur für Neubautengilt, ist geplant, auch den Energieausweis für Bestandsbautenrechtsverbindlich zu machen. Für Fachleute und Auftraggeberin Deutschland bedeutet dies die Notwendigkeit, die neueEnergieeinsparverordnung (EnEV 2012) anzuwenden, um dernovellierten EU-Richtlinie gerecht zu werden.

Die geforderte Nachhaltigkeit stellt die Energiebilanz der einge-setzten Baustoffe auf den Prüfstand. Edelstahl Rostfrei mit Qua-litätssiegel leistet hier einen wertvollen Beitrag: Die materialim-manenten Eigenschaften prägen seine positive Ökobilanz. Sobenötigt er zu seiner Erzeugung weniger Energie als vergleich-bare Werkstoffe. Die lange Lebensdauer, Pflegeleichtigkeit undder geringe Wartungsbedarf gewährleisten niedrige Unterhalts-kosten. Beim Abriss nach vielen Jahrzehnten ist er schnell undsauber demontiert und vollständig ohne Qualitätseinbuße wie-der verwertbar. Die Summe dieser Vorteile gleicht innerhalb kür-zester Zeit die höheren Investitionskosten aus.Auch die Energieeffizienz spricht für Edelstahl Rostfrei als Fas-sadenwerkstoff. Ob als Sandwichelement, als Well-, Trapez- oderKassettenprofil, als Lochblech, Metallgewebe oder Streckmetall,als Unterkonstruktion, Profil für Fenster oder Türen, als Punkt-halter für Ganzglaskonstruktionen, als Verbindungs- oder Befes-tigungselement oder auch als Beschlag – in einer Vielzahl vonAnwendungen stellt der universell einsetzbare Werkstoff seineLeistungsfähigkeit an der Fassade regelmäßig unter Beweis. Vo-raussetzung ist hierbei die jeweils richtige Legierung, materialge-rechte Konstruktion und Verarbeitung. Das Qualitätssiegel Edel-stahl Rostfrei dient dabei als zuverlässige Orientierungshilfe.

Bewährter WärmeschutzAls Fassadenwerkstoff verbindet nichtrostender Stahl moderneArchitektur mit einem zukunftsweisenden Klimakonzept. JedeGebäudehülle ist vielfältigsten Beanspruchungen ausgesetzt, diehohe Anforderungen an die hier eingesetzten Werkstoffe undderen Energieeffizienz stellen. Vorgehängte, hinterlüftete Fassa-den gelten durch den zweischaligen Aufbau als bauphysikalischhoch effiziente und vielfach bewährte Lösung für wirksamenWärmeschutz. Mauerwerk und Wetterhülle sind konstruktivdurch Unterkonstruktion und Wärmedämmung getrennt. Dieaußen liegende Bekleidung aus Edelstahl Rostfrei schützt dietragenden Außenwände, Unterkonstruktion und Dämmung vorFeuchtigkeit sowie das Gebäude selbst vor Hitze und Kälte.Beim Einsatz von Edelstahlgewebe entfällt durch die erhöhteLuftzirkulation sogar die Dämmschicht.

Vorbildlicher SonnenschutzWärmeeffiziente Fassadengestaltung mit Edelstahl ist heute viel-fach bewährter Bestandteil der technischen Gebäudeausrüstung.Neben seiner Einsatzbandbreite als effektiver Wärme- oder Kälte-schutz trägt der Werkstoff aber auch als leistungsfähiger Sonnen-und Blendschutz dazu bei, im Sommer wie im Winter den Ener-gieverbrauch und damit die CO2-Emissionen der Gebäude zusenken. Zeitgemäße Sonnenschutzsysteme verbinden Kühlungund Beleuchtung mit Blendschutz, ungestörtem Blick ins Freiesowie gezielter Heizungsunterstützung. Gerade bei modernenBürogebäuden mit hohem Glasanteil gilt es im Sommer, die ver-mehrt eintretende Solarenergie und damit den Kühlbedarf zu


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minimieren. Im Winter hingegen senkt eine Nutzung der weni-ger intensiven Sonneneinstrahlung den Energieverbrauch fürLicht und Wärme. Richtig dimensionierter Sonnenschutz ausEdelstahl Rostfrei – sei es als Lamelle, Rollo als oder feststehen-des Element – sorgt für angenehmes Raumklima und visuellenKomfort. Dazu reguliert er den Solareintrag nach den jahreszeit-lichen Erfordernissen und lenkt das Tageslicht blendfrei an dieDecken und in die hinteren Raumbereiche. Gleichzeitig bewahrter den Sichtkontakt zur Außenwelt und trägt so der originären

Aufgabe von Fenstern Rechnung. Damit erfüllt er wesentlichesoziokulturelle und funktionale Qualitätskriterien, die von denZertifizierungssystemen DGNB, LEED und BREEAM mit denmeisten Punkten bewertet werden.

Wandlungsfähige OptikMit Edelstahl Rostfrei sind Planer, Architekten und bauausfüh-rende Unternehmen auch bei steigenden Anforderungen an dieEnergieeffizienz der Fassaden von morgen dauerhaft auf der si-cheren Seite. Die dem Werkstoff immanenten Eigenschaften er-schließen ihnen gerade vor diesem Hintergrund eine weiterhinwachsende Bedeutung. Seine – auch bei geringer Materialdicke –hohe Widerstands- und Leistungsfähigkeit sowie Formbarkeitergänzt die variantenreiche Ästhetik. Eine Vielzahl an mechani-schen oder chemischen Verfahren der Oberflächenbehandlungerschließt immer neue Gestaltungsideen. Die Kennzeichnung mitdem seit über 50 Jahren etablierten Qualitätssiegel gibt die Ge-währ der anwendungsspezifisch richtigen Materialwahl und fach-gerechten Verarbeitung zu in jeder Hinsicht nachhaltigen Fassa-den und ihrem wertvollen Beitrag zu einem optimalen Klima.Das international geschützte Markenzeichen Edelstahl Rostfreiwird seit 1958 durch den Warenzeichenverband Edelstahl Rost-frei e.V. an Verarbeiter und Fachbetriebe vergeben. Die derzeitüber 1.000 Mitgliedsunternehmen verpflichten sich zum produkt-und anwendungsspezifisch korrekten Werkstoffeinsatz und zurfachgerechten Verarbeitung. Missbrauch des Markenzeichenswird vom Verband geahndet.

Weitere Informationen:Warenzeichenverband Edelstahl Rostfrei e. V., Dr. Hans-Peter Wilbert, Sohnstraße 65, 40237 Düsseldorf, Tel. (0211) 67 07-835, Fax (0211) 67 07-344, [email protected], www.wzv-rostfrei.de


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Mit dem vorliegenden Buch wird ein bedeutender Bereich des Stahlbaus – der Indu-striebau – behandelt. In acht Kapiteln werden alle wichtigen Aspekte dieses Teilgebietes dargestellt. Nach einer Einleitung zur Entwicklung der Stahlbauweise werden die Trag-werkselemente – fl ächenartige Bauteile, Pfetten, Riegel, Träger, Fachwerke – vorgestellt. Im Kapitel „Hallen und Überdachungen“ wird auf die wesentlichen Fragen nach den geeigneten statischen Systemen, deren Stabilisierung und konstruktive Details einge-gangen. Im Kapitel „Kranbahnen“ werden die Berechnung und Konstruktion beschrieben und erläutert. Für die mehrgeschossigen Tragstrukturen spannt sich der Bogen von Indu-striegebäuden über Kesselgerüste hin zu Hochofengerüsten und Hochregallagern. Die

Tragwerke für Rohrleitungs- und Bandbrücken werden gesondert betrachtet. Ein Kapitel ist den Industrieschorn-steinen, Masten und Windenergieanlagen gewidmet undin einem weiteren gesonderten Kapitel werden Behälterund Silos behandelt. Für alle Teilgebiete werden die Bemes-sungsgrundlagen kurz dargelegt, während der konstruktivenAusbildung ausführliche Darstellungen gewidmet sind. Bei-spiele aus der Praxis runden das Werk ab. Das Buch wendet sich an Tragwerksplaner, denen esals Nachschlagewerk für die tägliche Arbeit dienen soll,an Prüfi ngenieure und Mitarbeiter in Behörden, die sichschnell in neue Aufgabengebiete einarbeiten wollen, so-wie an Studenten der höheren Semester des Bauingenieur-wesens.

H A R T M U T PA S T E R N A K

H A N S - U L L R I C H H O C H

D I E T E R F Ü G

Stahltragwerke im Industriebau

2010. 304 Seiten,393 Abb., 79 Tab.,Gebunden.€ 89,–*ISBN 978-3-433-01849-1

Stahltragwerke im Industriebau

Das ThyssenKrupp Quartier in Essen(Foto: WZV/ThyssenKrupp AG)


Ästhetisch reizvolle Dach- und Fassadengestaltung

Sich in der Mitte Deutschlands niederzulassen, begründet dieReifen Krieg GmbH mit der Lage und der hervorragendenVerkehrsanbindung von Neuhof-Dorfborn. Das Gewerbegebietdes Ortes wird 2013 sogar durch eine eigene Autobahnabfahrtan das bundesweite Autobahnnetz (BAB 66) angeschlossen.

Nachdem im Herbst 2010 der erste Bauabschnitt seines Büro-und Lagerhallen-Standortes bezugsfertig wurde, konnte im Juli2011 der zweite Bauabschnitt fertiggestellt werden. Der Gebäude-komplex besteht aus einem zweigeschossigen Bürogebäude und


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Bild 1. Colorcoat Prisma kombiniert in idealer Weise die Korrosionsbeständigkeit,Funktion und Ästhetik einer Gebäudehülle mit hervorragender Farbbeständigkeit.

Poly amidpartikeln hergestelltund übertrifft durch seine her-vorragende Ausstattung dieAnforderungen der UV-Be-ständigkeitsklasse RUV4sowie der Korrosionsbestän-digkeitsklasse RC5 (nachDIN EN 10169-2). Darüberhinaus besitzt dieser Lack ex-zellente Umformungseigen-schaften.Colorcoat Prisma liefert opti-male Voraussetzungen für ef-fektvolle, glänzende und glatte Oberflächen. Über 27 Vollton-und Metallicfarben inspirieren zu ästhetisch reizvollen Dach-und Fassadengestaltungen. Bei den Industriefassaden von Rei-fen Krieg entschied man sich für eine Farbkombination aus denbeiden Colorcoat Prisma Volltonfarben Feuerrot und Anthrazit. Der Dachaufbau (Warmdachaufbau) entspricht dem eines Indus-triedaches. Die Tragschale ist aus Fischer Trapezprofilen 135/310hergestellt. Darauf liegen eine Dampfsperre und eine 140 mmstarke Mineralfaserdämmung. Den Abschluss bildet eine hoch-wertige PVC-Dachabdichtungsbahn. Auf dem Dach befindensich jeweils 34 bzw. 39 RWA-integrierte Lichtkuppeln.

Weitere Informationen:Tata Steel Colors (Deutschland), Am Trippelsberg 48, 40589 Düsseldorf, Colorcoat Connection: Tel. (0211) 69 82 21 19, Fax (0211) 69 82 21 60, [email protected], www.colorcoat-online.com

Bild 2. Farbkombination aus den beidenColorcoat Prisma Volltonfarben Feuerrotund Anthrazit

(Fotos: Tata Steel Colors Deutschland)

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Stand 213

zwei Lagerhallen sowie einem überdachten Außenlager. Bei denLagerhallen entschied man sich für Metallleichtbauweise. DieTragkonstruktionen hierfür bilden Stahlbeton-Fertigteilstützenmit Brettschichtholzbindern. Die Fassaden erhielten eine Be-kleidung aus FischerTherm LL 60 plus-Sandwichelementen, be-festigt auf einer Unterkonstruktion aus Stahl-C-Riegeln, in einerFarbkombination aus Anthrazit (RAL 7016) und Feuerrot(RAL 3000).

Metallfassaden mit hervorragenden DämmeigenschaftenDie hochwertigen Bauelemente aus dem Hause Fischer zeich-nen sich durch hervorragende Dämmeigenschaften aus. Das Be-sondere an diesen vorkonfektionierten Leichtbauteilen ist ihreFugenausbildung mit einem integrierten weichen Fugendicht-band und mit dem zusätzlichen EPDM-Dichtprofil. Damit ge-währleistet der Hersteller für seine raumbildenden Bauelementeauf Dauer höchste Luftdichtheit und guten Wärmeschutz. Aufdiese Weise leistet er außerdem einen enormen Beitrag zur Nach-haltigkeit und attestiert seinen Marktpartnern mit der laut eige-ner Aussage derzeit dichtesten Sandwichfuge Deutschlands (DUODichtung) eine Senkung des Gebäude-Energieverbrauchs um biszu 60 %.Nachhaltigkeit erreicht man u. a. durch leistungsstarke Korro -sionsschutzsysteme und hochwertige Beschichtungen. Wer nach-haltig farbige Akzente setzen möchten, dem bietet Tata Steel mitseiner umfangreichen Colorcoat-Produktpalette interessante Mög-lichkeiten an. Während die Fassaden des ersten Bauabschnittesvon Krieg noch mit 25 μm Polyester beschichtet wurden, emp-fahlen die ausführenden Tragswerksplaner vom Ing.-Büro Feld-mann + Greve aus Fulda und der Architekt Dipl.-Ing. Alwin Rützelaus Hosenfeld ihren Investoren, die Fassaden des zweiten Bau-abschnitts mit dem hochwertigeren Colorcoat Prisma von TataSteel beschichten zu lassen. Es kombiniert in idealer Weise dieKorrosionsbeständigkeit, Funktion und Ästhetik einer Gebäude-hülle mit hervorragender Farbbeständigkeit. Colorcoat Prismawird auf der Grundlage eines 50 μm Polyurethanlackes mit



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Internationale Fachmesse für Bauen und Gebäudetechnik21. – 25. Februar 2012

In die Zukunft bauen

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Stahl-Architekturpreis, BMVBS-Sonder-preis und Förderpreis für 2012 ausgelobt

bauforumstahl und der DeutscheStahlbau-Verband DSTV loben ge-meinsam mit dem Bundesministeriumfür Verkehr, Bau und Stadtentwick-lung (BMVBS) den Preis des Deut-schen Stahlbaues 2012 für Stahlarchi-tektur sowie den Sonderpreis desBMVBS aus. Außerdem wird der För-derpreis des Deutschen Stahlbaues2012 für Studierende ausgeschrieben(www.bauforumstahl.de/stahl-architek-tur-wettbewerbe).

Der Preis des Deutschen Stahlbaueswird verliehen für eine architektonischeLeistung im Hoch- und Brückenbau,

einschließlich aller Formen des Bauens im Bestand, bei der dieMöglichkeiten des Stahls in besonders guter Weise genutzt wer-den. Der Sonderpreis des Bundesministeriums für Verkehr, Bauund Stadtentwicklung zeichnet zusätzlich ein Bauwerk aus, beidem nachhaltige Stahlarchitektur unter besonderer Berücksich-tigung von Ressourcen- und Energieeffizienz sowie Gebäudefle-xibilität realisiert wurde.Prämiert werden seit 2009 fertig gestellte Bauwerke, die ihrenStandort in der Bundesrepublik Deutschland haben, bzw. imAusland, wenn der Urheber deutscher Staatsbürger ist. Die Höhedes Preisgeldes beträgt insgesamt 14.000 €. Bewerben könnensich Architekten/Architektengemeinschaften sowie Architekten-/Ingenieurgemeinschaften. Einreichungstermin ist der 26. März2012.Jury: Prof. Dr.-Ing. Klaus Bollinger, Michael Frielinghaus, Prof.Dörte Gatermann, MinRat Hans-Dieter Hegner, Prof. SebastianJehle, Prof. Volkwin Marg, Christian SchittichDer Preis des Deutschen Stahlbaues ist einer der ältesten undangesehensten Architekturpreise in Deutschland und wird allezwei Jahre verliehen. Preisträger 2010 waren das Architektur-büro gmp von Gerkan, Marg und Partner gemeinsam mit denTragwerksplanern schlaich bergermann und partner sbp für dasCape Town Stadium in Kapstadt. Der Sonderpreis des BMVBSging 2010 an das Büro Architektur & Landschaft von StefanGiers und Susanne Gabriel für die „Landmarke Lausitzer Seen-land“.

Der mit 8.000 € dotierte Förderpreis für Studierende wird gleich-falls im Zweijahresturnus verliehen. Er prämiert fortschrittlicheund zukunftsweisende Lösungen und Entwürfe mit Stahlkon-struktionen im Hoch- und Brückenbau, die seit 2009 an Hoch-schulen erarbeitet wurden. Bewerben können sich Studierendeder Architektur und des Bauingenieurwesens an deutschen Uni-versitäten, Hoch- und Fachhochschulen sowie deutsche Staats-angehörige, die an einer ausländischen Einrichtung studieren.Es werden 1., 2., und 3. Preise sowie Lobe vergeben. Der Wett-bewerb erfolgt anonym über Tarnzahlen. Die Teilnahmeabsichtist bis 12. März 2012 anzumelden, Einreichungstermin für dieUnterlagen ist der 2. April 2012.Informationen und Unterlagen: www.bauforumstahl.de/stahl-architektur-wettbewerbe

Weitere Informationen:bauforum stahl, Sohnstraße 65, 40237 Düsseldorf, Tel. (0211) 67 07-828/830, Fax (0211) 67 07-829, [email protected], www.bauforumstahl.de



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Wir fertigen, liefern und montieren Stahlkonstruktionen für:

Stahlquerschnitte der Klasse 4: automatische Ermittlung der effektivenBreiten nach EN 1993-1-5Ein wichtiges Element der Nachweisführung im Stahl- undVerbundbau nach den Eurocodes ist die Klassifizierung vonQuerschnitten. Nach ungünstigster Schlankheit der Quer-schnittsteile (c/t Verhältnis) wird die Einstufung durchge-führt. Wird bei Querschnitten der Klassen 1 bis 3 die Mög-lichkeit zur plastischen Ausnutzung stufenweise verringert,muss lokales Beulen bei Querschnitten der Klasse 4 bereitsvor Erreichen der Streckgrenze untersucht werden.

Eine Möglichkeit zur Nachweisführung am Querschnitt ist dieErmittlung von effektiven Breiten nach Eurocode 3 Teil 1-5:Plattenförmige Bauteile. Die Programme der SOFiSTiK AG zurBemessung von Stahl- und Verbundquerschnitten unterstützendie Anwendung der Eurocodes mit verschiedenen NationalenAnhängen (z. B. DIN EN 1993, OEN EN 1993). Die Klassifizie-rung erfolgt für Standardquerschnitte und beliebige Querschnitte,die grafisch und parametrisch eingegeben werden können. DerAnwender kann das Nachweisformat konstruktiv wählen. Es er-folgt standardmäßig die Überprüfung der beanspruchungs- undmaterialabhängigen Grenzschlankheiten der Klassen 1 bis 3 zu-sammen mit dem passenden plastischen oder elastischen Trag -fähigkeitsnachweis. Hierbei können Querschnitte, die in dieKlasse 4 fallen, identifiziert werden. Ist ein erweiterter Nach-weis gewünscht, kann die Ermittlung der effektiven Breitennach EN 1993-1-5 Kap. 4.3 angefordert werden. Die Ermittlungerfolgt beanspruchungsabhängig und kann durch die Abspeiche-

rung der effektiven Steifigkei-ten in eine nichtlineare Be-rechnung integriert werden.Somit stehen dem Anwenderzusätzlich zu der allgemeinengeometrisch- und material-nichtlinearen 3D FE-Berech-nung von lokal oder globalstabilitätsgefährdeten Stahl-und Verbundbauteilen nochdie erweiterten Nachweismög-lichkeiten der modernen Eu-rocodes zur Verfügung.

Weitere Informationen: SOFiSTiK AG, Burgschmietstraße 40, 90419 Nürnberg, Tel. (0911) 399 01-15, Fax (0911) 39 79 04, [email protected], www.sofistik.de

Biegespannungsverteilung mit automa-tisch ermitteltem nicht-effektivem Bereich

(Grafik: SOFiSTiK)

Neues Baukomponentengeschäft und Produktpalette von Ruukki

Ruukki will seine Präsenz auf dem deutschen Markt stärkenund erweitert sein Baugeschäft um Komponenten und Ge-bäudelösungen für den deutschen Markt.

Mit etwa 3.800 Mitarbeitern erwirtschaftete Ruukki Construction2010 ca. 26 % des gesamten Nettoumsatzes des Unternehmens.Der kommerzielle und Industriebau zeichneten vergangenes

Ruukki konzentriert sich in Deutschland zunächst auf den Verkauf vorgefertigter Stahl-elemente für den Dach- und Fassadenbau (Foto: Ruukki)

Jahr für über 60 % der Umsätze im Construction Bereich verant-wortlich. Deshalb liegt das Hauptaugenmerk auf Deutschland.Eine Vielzahl hoch angesehener Ingenieure und Baubetriebeverleihe Deutschland einen außergewöhnlichen Status im inter-nationalen Baugeschäft.Derzeit organisiert man den Aufbau eines umfassenden, natio-nalen Vertriebsnetzwerks, das sich zunächst auf den Verkaufvorgefertigter Stahlelemente für den Dach- und Fassadenbaukonzentriert. In erster Instanz handelt es sich hierbei um Sand-wichpaneele und Trapezbleche.Ruukkis Sandwichpaneele sind, so der Hersteller, nicht nur äußerst kosteneffizient sowie schnell und leicht einsetzbar, siesind auch überaus feuerfest, nahezu vollständig luftdicht undverfügen über einen hohen Isolationsgrad.Abstimmung exakt auf die Kundenwünsche ist für Ruukkiselbstverständlich. Kunden profitieren sowohl von der weitrei-chenden Expertise des Unternehmens in Sachen Design und Installation als auch von Ruukkis nachhaltigen Entwicklungen.Hervorzuheben sind ferner die guten Isolationsfähigkeiten undluftundurchlässigen Verbindungsstellen mit der Folge von ver-ringerten Heizkosten und niedrigerem CO2-Ausstoß.

Weitere Informationen: Ruukki Deutschland GmbH, Schifferstraße 92, 47059 Duisburg, Tel. (0203) 31 739-0, Fax (0203) 31 739-180, [email protected], www.ruukki.de/com


Leitfaden zur Bemessung von Stahl- und Verbundbautenfür Anprall- und Explosionslasten

für die Standsicherheit des Bauwerksentscheidend ist.Mit einer globalen Bemessungsstrategieist es möglich, die Eigenschaften desStahls für Kurzzeit-dynamische Belastun-gen voll auszunutzen, was zu wesent-lich kleineren Querschnitten und damitzu architektonisch ansprechenden undwirtschaftlichen Lösungen führt. ImLeitfaden wird das Bemessungskonzeptschrittweise vorgestellt: Zunächst erfolgteine Zusammenstellung von Entwurfs-strategien und Tragsystemen zur Ausle-gung robuster Bauwerke. Dann wirdeine Methode zur Risikobewertung ein-geführt, mittels welcher der Tragwerks -planer ein Risikoprofil erstellen kann.

Belastungen bei relevanten GefährdungsszenarienDarauf aufbauend lassen sich für rele-vante Gefährdungsszenarien die Belas-tungen aus Anprall und Explosion ausReferenzwerten und einfachen Formelnabschätzen. Auf der Widerstandsseitewerden Hilfsmittel zur Verfügung ge-stellt, um die Last-Verformungskurvenfür verschiedene Bauteile zu bestim-men. Mit beiden Eingangsparameternlassen sich dann die dynamischen Bau-teilantworten mit praxisnahen Metho-den bestimmen. Mit diesen Ergebnis-sen können für einzelne Bauteile unddie Standsicherheit des gesamten Trag-werkes die Kurzzeit-dynamischen au-ßergewöhnlichen Lasten nachgewiesenwerden. Anschließend wird die Berech-nung der Bauteilantwort unter Kurz-zeit-dynamischen Einwirkungen mittelsEin- und Mehr-Massen-Schwingern de-taillierter behandelt. Einzelexemplare des Leitfaden könnenper E-Mail an bauforumstahl kostenlosangefordert werden.

Weitere Informationen:bauforumstahl e.V. (BFS), Sohnstraße, 40237 Düsseldorf, Tel. (0211) 67 07-828, Fax (0211) 67 07-829, [email protected], www.bauforumstahl.de


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„Bautechnik“: 1976–1994 (gebunden)„Beton- und Stahlbetonbau“: 1968–1973, 1975–2007 (gebunden); 2008: Hefte 1–12„Stahlbau“: 1976–2007 (gebunden)„Betonkalender“: 1963, 1967, 1970–2002, 2005„Stahlbau Kalender“: 1999, 2000

Aus der Reihe Bauingenieur-Praxis:Meskouris: Structural Dynamics, 2000Krüger: Stahlbau, Teil 1: Grundlagen, 1998

Teil 2: Stabilitätslehre, 1998Heft 102, Lesniak: Methoden derOptimierung von Konstruktionen, 1970

DAfStb Hefte:Rüsch: DAfStb Heft 166: 1967Berechnungstafeln für schiefwinkligeFahrbahnplattenRao: DAfStb Heft 177: 1966Die Grundlagen zur Berechnung der beistatisch unbestimmtenStahlbetonkonstruktionen im plastischenBereich auftretenden Umlagerungen derSchnittkräfteGrasser,...: DAfStb Heft 220: 1979 Bemessung von Beton- undStahlbetonbauteilen...Grasser,...: DAfStb Heft 240: 1976Hilfsmittel zur Berechnung der Schnittgrößenund Formänderungen...Schade/Haas: DAfStb Heft 244: 1975Elektron. Berechnung der Auswirkung vonKriechen u. Schwinden bei abschnittsweisehergestellten Verbundstabwerken... DAfStb Heft 300: 1979Hinweise zu DIN 1045 Ausgabe Dezember1978... DAfStb Heft 320: 1980Erläuterungen zu DIN 4227Dieterle/Steinle: DAfStb Heft 326: 1981Blockfundamente für Stahlbetonfertigstützen

Rossner, Graubner: Spannbetonbauwerke: Teil 1: Bemessungsbeispiele nach DIN 4227,1992Teil 3: Bemessungsbeispiele nach DIN 1045-1 u. Fb 102, 2005Zilch, Curbach: Einführung in die DIN 1045-1, 2001

EAB 2006Weißenbach: Baugruben, Teil II, 1975

Baugruben, Teil III, 1977Müller/Keintzel: Erdbebensicherung vonHochbauten, 1978FEM ‘95: Finite Elemente in der Baupraxis,

1995Szilard: Finite Berechnungsmethoden derStrukturmechanik, Band 1: Stabwerke, 1982Szilard,.. : BASIC-Programme für Bau-mechanik und Statik, 1986

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Durch extreme Ereignisse, können aneinem Bauwerk unverhältnismäßiggroße Schäden entstehen, bis hin zuseinem vollständigen Kollaps. Ganz-heitliche Entwurfsstrategien könnendie Robustheit von Tragwerken ver-bessern und die Standsicherheit erhö-hen.

Zur terroristischen Gefahrenabwehrwurden auch in Deutschland neue An-forderungen an die Planung von Bau-werken gestellt (BMI, 2009). DerartigeEinwirkungen auf Bauwerke mit Kurz-zeit-dynamischen Beanspruchungen ausExplosionen oder dem Anprall bewegli-cher Objekte sind nicht allgemeingültigin Regelwerken zu finden, ebenso wenigeine entsprechende Auslegung von Bau-strukturen. Der hier vorgestellte Leitfa-den von bauforumstahl stellt geeigneteMethoden zusammen, um Stahl- undVerbundbauwerke gegen kurzzeit-dyna-mische Einwirkungen auszulegen.

Höchstmaß an Robustheit trotzschlanker KonstruktionRobuste Bauwerke werden meist mitgroßer Masse assoziiert. Aber geradeschlanke und leichte Stahl- und Stahl-verbundkonstruktionen weisen unteraußergewöhnlichen Belastungen einHöchstmaß an Robustheit auf. Dies er-klärt sich aus den Eigenschaften desBaustoffes Stahl und dem Verhaltenstählerner Tragstrukturen. Hierzu zäh-len die hohe Duktilität, ein unempfind-liches globales Tragverhalten sowie dieEnergiedissipation. Eine noch höhereRobustheit von Stahlbauten ist erreich-bar, wenn schon beim Entwurf der Trag-strukturen außergewöhnliche Belastun-gen berücksichtigt werden. Es existierenMethoden, um die Werkstoffeigenschaf-ten von Stahl gezielt für die Bemessunganzusetzen und darüber hinaus beimAusfall bestimmter Bauteile Traglastenauf andere, unversehrte Bauteile umzu-lagern. Bei geeigneter Ausbildung vonAnschlüssen und Verankerungen ist esmöglich, eine Resttragfähigkeit der direktbeanspruchten Bauteile zu erhalten, die

Mit dem Leitfaden lassen sichfür relevante Gefährdungssze-narien die Belastungen ausAnprall und Explosion aus Re-ferenzwerten und einfachenFormeln abschätzen.

(Abb.: bauforumstahl)



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01.07.2012 Ende der nationalen Normen

DIN 18800 / DIN 1045 ................

L S+S Seminartermine: Februar/März 2012www.eurocode-seminare.de

SaaleBAU in 20. Auflage – mit ENERGIE undGartenIDEEN

Die führende Baumesse in Sach-sen-Anhalt erlebt vom 9. bis11. März 2012 ihre 20. Auflage.Mit der Parallelveranstaltung Gar-tenIDEEN bieten über 300 Aus-steller auf insgesamt 14.000 m2

Ausstellungsfläche ein breitesSpektrum rund um die ThemenBauen, Wohnen und Garten.Hausbauer, Eigenheimbesitzer,Gartenfreunde, Handwerker oderandere Interessierte erwartet einvielfältiges Angebot, das von Fens-tern, Türen, Dächern und Hei-

zungsanlagen über Küchen- und Badeinrichtungen bis hinzur Gartengestaltung reicht.

Neben traditionellen Themen und Angeboten zu Baumaterialen,-maschinen, -geräten und -zubehör, Bauelementen, Sanitär-, Hei-zungs- und Gebäudetechnik, Hausbau, Dach und Fassade, In-nenausbau und Einrichtung, Altbausanierung und Denkmal-schutz sowie Beratung, Planung und Finanzierung stehen Berei-che wie Wohnen im Alter und barrierefreies Bauen und eineArchitekturwerkstatt unter dem Motto „Besser mit Architekten“im Mittelpunkt. Ergänzt wird die Ausstellung mit der 12. Grund-stücks- und Immobilienbörse. Die Fachausstellung „ENERGIE“ richtet den Fokus auf neuesteTechnologien mit Blick auf den Einsatz erneuerbarer Energienund energieeffizientes Bauen. Dabei ist auch der MerseburgerSolartag Sachsen-Anhalt, der bereits zum 15. Mal stattfindetund wiederum als Gemeinschaftsstand konzipiert wird. Die GartenIDEEN – die Frühlingsmesse zur SaaleBAU, findeterstmals als Parallelveranstaltung statt. Die Lust auf Pflanzen,Dekorieren und Gestalten grüner Oasen ist ungebrochen. Garten-themen haben Hochkonjunktur und einen hohen Stellenwert –dem trägt der Veranstalter mit der Ergänzung um Produkte rundum das Thema Garten Rechnung und greift damit gezielt dieWünsche vieler Besucher auf.

Weitere Informationen:HALLE MESSE GmbH, Messestraße 10, 06116 Halle (Saale), Tel. (0345) 68290, Fax (0345) 6829110, [email protected], www.halle-messe.de

Korrosionsschutz für höher- und hochfesteStahlqualitäten

Das Zinklamellen-Verfahren ist ein Korrosionsschutzsystemder Siegener Verzinkerei Gruppe, „Zink different“, das sichbesonders für höher- und hochfeste Stahlqualitäten eignet.

Das Zinklamellen-Verfahren Geomet® ist ein Hochleistungs -korrosionsschutz auf Basis von Zink und Aluminium, das vor allem bei kleineren Bauteilen wie Schrauben, Muttern oder auchScharnieren angewendet wird. Als wesentliche Verfahrensvor-teile sind die HCl-freie Vorbehandlung, die niedrige Prozesstem-peratur von max. 280 °C sowie die hervorragenden Korrosions-schutzeigenschaften.Geomet® ist ein dünner, nicht-elektrolytischer Schutz, bestehendaus mikroskopisch kleinen Zink- und Aluminium-Lamellen. DieMindestschichtdicke beträgt 4 μm, kann aber je nach Anforde-rung auf bis zu 16 μm angepasst werden. Eine Mindestschicht -dicke von 8 μm liefert bereits einen Widerstand von 500 Stun-den im sogenannten Salzsprühtest. Behandelte Produkte bewah-ren ihre physikalischen Eigenschaften, sind aber auf Grund dergeringen Schichtdicke sehr formstabil und zeigen keine Versprö-dungen.

Weitere Informationen:Siegener Verzinkerei Holding GmbH, Carolinenglückstraße 6–10, 44793 Bochum, Tel. (0234) 52905-25, Fax (0234) 52905-15, [email protected], www.zink-different.com


bis zu 300 Prozent erhöhen. Auch die Hilti SchraubenführungST-SG ist kompatibel zum neuen Akku-Metallbauschrauber. Sieerleichtert die Verschraubung von Sandwichpaneelen auf Stahl-oder Holzunterkonstruktionen, da man lange Paneel-Schraubeneinhändig und punktgenau setzen kann. Gleichzeitig wird dieempfindliche Oberfläche vor Kratzern und Dellen geschützt.

Weitere Informationen: Hilti Deutschland AG, Hiltistraße 2, 86916 Kaufering, Tel. (0800) 888 55 22, Fax (0800) 888 55 23, [email protected], www.hilti.de


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Den neuen, großen

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Dachspaziergang mit neuem Akku-Metall-bauschrauber

Der neue ST 1800-A22 von Hilti erlaubt dank leistungsstar-kem Lithium-Ionen-Akku Bewegungsfreiheit auf dem Dachund an der Wand. Der Akku-Metallbauschrauber besitzt erst-mals sowohl eine Rutschkupplung als auch einen Tiefenan-schlag und meistert selbst Befestigungen auf massiven Stahl-trägern.

Die 22-Volt-Akkuplattform von Hilti ist um einen Schrauber fürdie Profis im Stahl- und Metallbau reicher: Auf dem Dach undan der Fassade befestigt der neue ST 1800-A22 mit einer Leer-laufdrehzahl von 0–2.000 U/min. effizient und verlässlich z. B.Blech mit Blech und Bleche auf Stahlunterkonstruktionen. Imweichen Schraubfall verfügt der Akku-Metallbauschrauber überein maximales Drehmoment von 12 Nm. Bei zu viel Kraft ver-hindert eine Rutschkupplung ein Abreißen oder Überdrehen derSchraube, die sich wie bei einer Skibindung in neun Stufen ent-sprechend der Schraubengeometrie einstellen lässt. Erstmals hat Hilti auch einen Tiefenanschlag integriert: Er ver-hindert ein Überpressen der Dichtscheiben, sichert dadurch dievolle Funktionalität von Dichtschrauben und gewährleistet auchan den bewitterten Befestigungspunkten, regendichte Gebäude-hülle.Der ergonomische Liniengriff des 2,5 kg leichten Schrauberssorgt für eine optimale Kraftübertragung und ermüdungsarmesArbeiten. In Sachen Zubehör verfügt der neue Hilti ST 1800-A22 überdieselben Schnittstellen wie sein Bruder mit Netzanschluss. AlsAkku-Gerät bietet er gerade auf dem Dach deutliche Vorteile:Ohne Kabel zu verlegen, kann man mit einem Standgerät SDT 30und den Magazin-Schrauben S-MS (die so genannten „Speedy“-Schrauben) in aufrechter Körperhaltung die Tagesleistung um

Der ST 1800-A22 befestigt mit einer Leerlaufdrehzahl von 0 bis2.000 U/min. effizient und verlässlich z. B. Blech mit Blech undBleche auf Stahlunterkonstruktionen. (Foto: Hilti)

„Glas und Stahl 2012“-Seminarreihe

Innovation trifft auf Mythos, so lautet der Titel der Auftaktver-anstaltung zur „Glas und Stahl 2012“-Seminarreihe. Sie findetstatt am 26. Januar 2012 im Museum und Park Kalkriese, Ven-ner Straße 69, 49565 Bramsche statt. Veranstalter ist die KötterSiefker GmbH & Co. KG zusammen mit der Alkuba VertriebsGmbH und der Arcon Flachglas-Veredelungs GmbH & Co. KG.Die drei Unternehmen haben wertvolle Anregungen aus der Praxisfür die Praxis und jede Menge Know-how zu Problemlösungenfür den Anwendungsbereich Glas-Stahl angekündigt.Das Praxisseminar richtet sich an alle Baubeteiligten, die nichtnur hochwertige Qualität für eine anspruchsvolle Architekturliefern wollen, sondern sich außerdem auch für rationelle, sichereund wirtschaftliche Verarbeitungen interessieren und dazu denWissensvorsprung der Industrie nutzen möchten.Auf der Tagesordnung stehen interessante Fachvorträge von praxisorientierten Fachreferenten und Sachverständigen zu denThemen …– „Sichere Umsetzung bauphysikalischer Möglichkeiten im

innovativen Glasbau“,– „Zulassungsmöglichkeiten von Sonderprodukten – topview“

und– „Kombinationen von Siebdruck und Sonnenschutzglas“.

Gezeigt werden sollen außerdem aktuelle anschauliche Beispielegelungener Stahl-Glas-Referenzen. Dem Seminar vorgeschaltetist eine Architektenführung durch das Museum und den Park.Weitere Veranstaltungen sollen im Laufe des Jahres noch folgen –u. a. in Augsburg und Hannover.

Weitere Informationen: Koetter+Siefker GmbH + Co. KG, Hansastraße 15–17, 49504 Lotte, Tel. (05 41) 91 88-0, Fax (05 41) 91 88-100, [email protected], www.ks-info.com


Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KGEggeweg 2a32139 SpengeTel. (0 52 25) 87 99-0Fax (0 52 25) 87 99-201E-Mail: [email protected]: www.mconstruct.de

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Mit Ihrer Eintragung im Anbieterverzeichnis erreichen Sie planende und ausführende Bauingenieure.Kontakt: Tel. (030) 47031-252, Fax (030) 47031-230

05_A19_A22_Anbieter_1-12_ST_ST 22.12.11 10:17 Seite A29


AS Schöler + Bolte GmbHGewerkenstraße 1D-58456 Witten-HerbedeFon +49(0) 2302/97005-0Fax +49(0) 2302/[email protected]

HBS Bolzenschweiss-Systeme GmbH & Co. KGFelix-Wankel-Straße 1885221 Dachau / DeutschlandTelefon +49 (0) 8131 511-0Telefax +49 (0) 8131 [email protected]

KÖCO Köster + Co. GmbHSpreeler Weg 32D-58256 EnnepetalTel. (0 23 33) 83 06-0Fax (0 23 33) 83 06-38E-Mail: [email protected]

Nelson Bolzenschweiß-TechnikGmbH & Co. KGFlurstraße 7–19D-58285 GevelsbergTel. (0 23 32) 6 61-0Fax (0 23 32) 6 61-1 65E-Mail: [email protected]: www.nelson-europe.de

Heinz Soyer Bolzenschweißtechnik GmbHInninger Straße 14D-82237 Wörthsee-EtterschlagTel. ++49-(0)81 53/8 85-0Fax ++49-(0)81 53/80 30E-Mail: [email protected]: www.soyer.de

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01

35

50

90

96

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Dieses Buch vermittelt das Grundwissen über die Anforderungen an die Stand-sicherheit und Gebrauchstauglichkeit von Bauwerken und über den Entwurf und die Bemessung von Tragelementen und Tragwerken, unabhängig vom verwendeten Bau- oder Verbundbaustoff. Dabei werden die Bauarten Holzbau, Stahlbau, Massivbau und Verbundbau gleichermaßen behandelt, um durch vergleichende Betrachtungen das

Erkennen von Zusammenhängen zu erleichtern. Durch den ganzheitlichen Ansatz werden neben den Kriterien der Standsicherheit und Wirtschaftlichkeit auch Aspekte des Gestaltens und der Funktionalität berück-sichtigt und die Baustoffe ihren jeweiligen Eigenschaften gemäß eingesetzt. Die zahlreichen durchgerechneten Beispiele dienen der schnellen Einarbeitung in die Planungspraxis.

Grundwissen für Studium und Berufseinstieg.

Dieser Band behandelt zunächst Bauteile unter Berücksichtigung von Stabilitäts-betrachtungen für Stabwerke, Scheiben und Schalen. Anschließend wird die Bemes-sung von Bauteilen, Tragwerkskomponenten und Gesamtragwerken für Hallen- und Geschossbauten dargestellt.

Die Autoren haben mit der entwurfsorientierten und werkstoffübergreifenden Lehre an der Fakultät für Bau- und Umweltingenieurwissenschaften der Universität Stuttgart einen neuen Standard gesetzt. Balthasar Novák ist Professor für Massivbau und Ulrike Kuhlmann ist Professorin für Stahl-, Holz- und Verbundbau an der Universität Stuttgart. Mathias Euler ist wissenschaftlicher Mitarbeiter am Institut von Frau Prof. Kuhlmann und forscht im Bereich des Stahlbaus.

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Werkstoffübergreifendes Entwerfen und KonstruierenDie Bücher Werkstoffübergreifendes Entwerfen und Konstruieren knüpfen an den jahrelangen Erfolg der entwurfs- und baustoffübergreif-enden Lehre an der Universität Stuttgart an. Neben den Kriterien der Standsicherheit und Wirtschaftlichkeit werden auch Aspekte des Gestaltens und der Funktionalität berücksichtigt und die Baustoffe ihren jeweiligen Eigenschaften gemäß eingesetzt.


1© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 81 (2012), Heft 1

Walzprofile und ähnlich gestaltete geschweißte Profile habeneine Haupttragebene, die möglichst voll ausgenutzt werden soll,indem Stabilitätsversagen quer zur Haupttragebene verhindertwird.DIN EN 1993-1-1 [2] behandelt Stabilitätsnachweise quer zur Haupt -tragebene inform von Biegeknick- oder Biegedrillknicknachweisennach zwei möglichen Verfahren: dem Verfahren mit Anwendungder Theorie 2. Ordnung durch Vorgabe von geometrischen Ersatz-imperfektionen, das allgemeingültig sein sollte, und dem Verfah-ren mit Knick- und Biegedrillknickbeiwerten, die für bestimmtehäufige Fälle objektorientiert angewendet werden können.Der vorliegende Beitrag behandelt die Nachweise mit Theorie 2.Ordnung mit geometrischen Ersatzimperfektionen, die entspre-chend DIN EN 1993-1-1 [2] allgemeingültig als Eigenformen beiAusweichen aus der Haupttragebene definiert sind. Zur Bestim-mung bietet sich eine Rechnerunterstützung an, die nicht nur diemodalen Verschiebungen, sondern auch die modalen Biegemo-mente in den maßgebenden Gurten des Querschnitts liefert. Da-durch werden die Nachweise übersichtlich und einfach und mün-den in einen Nachweis des Ausnutzungsgrades in der Haupttrag-ebene, der durch einen Faktor f infolge der Biegemomente aus derHaupttragebene vergrößert wird. Beispiele aus der Praxis erläuterndie überraschend einfache Anwendung.

Flexural and lateral torsional buckling checks of steel framesaccording to Eurocode 3 using 2nd order analysis. Sections ofrolled profiles or similar welded profiles have due to their strongaxis an in-plane-resistance that should be exploited by prevent-ing out-of-plane stability failure about the weak axis. DIN EN1993-1-1 [2] gives rules for out-of-plane stability checks (lateralflexural or lateral torsional buckling) that can be performed ac-cording to one of the following methods: the method using 2nd or-der analysis for which equivalent geometric imperfection are de-fined and that is considered as a generic method, and the methodwith member checks using flexural or lateral torsional bucklingcurves, that have been determined for frequent cases (object-ori-ented method).This contribution treats out-of-plane stability checks using 2nd or-der analysis with equivalent geometric imperfections, that havebeen defined in DIN EN 1993-1-1 [2] as elastic buckling modes. Todetermine these functions computer-assistance is required, thatgives not only the modal displacements, but also the modal bendingmoments for the relevant flanges of the profiles.The use of out-of-plane modal bending moments makes the assess-ments clear and simple. They lead to the assessment of the in-planeutilisation rates, which are enhanced by a factor f due to the out-of-plane bending moments. Worked examples from practical applica-tions illustrate the surprising simplicity of use.

1 Einleitung

In der Regel sind Stahlbauten so ausgelegt, dass man in„Tragwirkung in der Ebene“, z. B. um die starke Achse vonWalzprofilen oder ähnlich gestalteten Schweißprofilenund „Tragwirkung aus der Ebene“, z. B. um die schwacheAchse von Walzprofilen oder ähnlich gestalteten Schweiß-profilen unterscheidet. Angestrebt wird eine volle Ausnut-zung der Profile „in der Haupttragebene“, die durch Nach-weise der Stabilität der Profile gegen „Ausweichen aus derEbene“ gewährleistet werden soll.

„Stabilitätsnachweise aus der Haupttragebene“ sinddas Thema dieses Beitrages; sie betreffen Biege- und Bie-gedrillknicken sowie gemischtes Biege- und Biegedrillkni-cken aus der Ebene je nach Beanspruchungszustand derProfile in der Ebene. Die DIN EN 1993-1-1 [2] behandeltStabilitätsnachweise aus der Ebene, indem sie sowohlNachweise nach Theorie 2. Ordnung mit Ansatz geome-trischer Ersatzimperfektionen als ein für alle Fälle gültigesVerfahren, als auch Bauteilnachweise mit Knick- und Bie-gedrillknickkurven als sogenannte objektorientierte Ver-fahren für bestimmte häufige Anwendungsfälle zulässt.

Leider sind in DIN EN 1993-1-1 [2] die anzusetzen-den Imperfektionen für die Anwendung der Theorie 2. Ord-nung nicht genügend spezifiziert und die Anwendung derKnick- und Biegedrillknickkurven ist gegenüber der An-wendung der Theorie 2. Ordnung in vielen Fällen so kom-plex und die Ergebnisse sind untereinander nicht konsis-tent, dass der Bedarf nach einer den Eurocode 3 begleiten-den DASt-Richtlinie besteht, die der Praxis bei den täglichenAufgaben mit der Darstellung einer eindeutigen Vorgehens-weise behilflich ist.

Diese DASt-Richtlinie beruht auf einer computerge-stützten Berechnung, um einfache und schwierige Bemes-sungsfälle einfach nachweisen zu können. Die Computer-unterstützung enthält die Ermittlungen1. der Knick- und Biegedrillknickverformungen aus der

Ebene für den maßgebenden Knickfall (d. h. maßge-bende Eigenform (Eigenmode) ηcr) sowie

2. der zu den Knick- und Biegedrillknickverformungenzugehörigen modalen Biegemomente in den für die Be-messung maßgebenden Flanschen der Bauteile (z. B.modales Biegemoment mcr = EIFl · η′′cr)

Dieser Beitrag liefert die vollständigen Angaben für dieDurchführung des Stabilitätsnachweises aus der Ebeneund eine Reihe von Beispielen, die die Anwendung zeigen.

Biege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3anhand von Berechnungen nach Theorie 2. Ordnung

Matthias WieschollekMarkus FeldmannJózsef SzalaiGerhard Sedlacek

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201201504

06_001-012_Wieschollek (1504)neu_000-000_Lener (1423).qxd 22.12.11 10:18 Seite 1

2 Biegeknicken aus der Tragwerksebene

2.1 Spezifikation der Imperfektionen

Die Imperfektionen aus der Tragwerksebene sind in DINEN 1993-1-1 [2] als geometrische Ersatzimperfektionen an -gegeben. Ihre Spezifikation lautet nach [2]:

5.3.2(1): „Die anzunehmende Form der Imperfektio-nen eines Gesamttragwerkes und örtlicher Imperfektio-nen eines Tragwerks kann aus der Form der maßgeben-den Eigenform in der betrachteten Ebene hergeleitet wer-den“.

5.3.2(2): „Knicken, sowohl in als auch aus der Ebene,einschließlich Drillknicken mit symmetrischen und anti-metrischen Knickfiguren ist in der Regel in der ungünstigs-ten Richtung und Form zu berücksichtigen“.

Im Folgenden wird die Eigenform (Eigenmode) alsForm der geometrischen Ersatzimperfektion zugrunde ge-legt und als ηcr bezeichnet. DIN EN 1993-1-1[2] regelt dieAmplitude der geometrischen Ersatzimperfektion wie folgt[2]:

5.3.2 (11): „Die maximale Amplitude dieser Imperfek-tionsfigur darf wie folgt ermittelt werden“:

(1)

mit

(2)

und

(3)

Diese Formel kann in einfacher Weise geschrieben wer-den, wenn man sie auf die charakteristische Beanspruch-barkeit Rk bezieht:

(4)

(5)

mitNEd Bemessungswert der Druckkraft im Bauteilαcr kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Druck -

kraft NEd, um ideales Knickversagen zu erreichenEIη′′cr modales Biegemoment mcr infolge ηcrα Imperfektionsbeiwert für die maßgebende Knick -

linie, nach DIN EN 1993-1-1 Tabelle 6.1 und Ta-belle 6.2 [2]

λ– Schlankheitsgrad des Bauteilsαult,k kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Druck -

kraft NEd, um den charakteristischen Wert der Be-anspruchbarkeit NRk zu erreichen, ohne dass dasAusweichen aus der Ebene berücksichtigt wird

ηη

ηinit dcr

crcre

NEI

=′′

⋅0,,max

eMNd

Rk

Rk

M0

2

12

0 21

1, ,= −( )−

−α λ

χλγχλ

λαα

= ult k

cr

,

ηα

ηηinit

cr Ed

crcre

NEI

=⋅′′

⋅0,max

eMN

fürRk

Rk0 0 2 0 2= − >α λ λ( , ) ,

2

M. Wieschollek/M. Feldmann/J. Szalai/G. Sedlacek · Biege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3 anhand von Berechnungen nach Theorie 2. Ordnung


MRk charakteristischer Wert der Biegebeanspruchbar-keit des Querschnittteils, z. B. des Flansches, derbei Ausweichen aus der Ebene maßgebend wird

NRk charakteristischer Wert der Druckbeanspruchbar-keit des Querschnitts

Aus dem charakteristischen Wert der BeanspruchbarkeitRk ergibt sich der Bemessungswert

(6)

mit dem Teilsicherheitsbeiwert γM1, der mit Versuchsergeb-nissen kalibriert eine ausreichende Zuverlässigkeit der Er-gebnisse ergibt.

2.2 Lösungen für die Auswirkungen in der Ebene und aus der

Ebene

Bedingt durch die Verwendung der Eigenform ηcr als Formder geometrischen Ersatzimperfektion aus der Ebene undden sich daraus ergebenen Verlauf des modalen Biegemo-ments mcr sind die Auswirkungen der Imperfektion auf dieSchnittgrößen um die schwache Achse proportional zumcr. Daher kann man in Form von Ausnutzungsgraden ufolgendes schreiben:

1. Ausnutzungsgrad in der Ebene am Punkt x:

(7)

Wirkung der Druckkraft

2. Ausnutzungsgrad aus der Ebene am Punkt x:

(8)

Verlauf von uoplängs des Bauteils

Vergrößerung aus Theorie 2. Ordnung

Ausnutzungsgrad in der Ebene

Amplitude der Imperfektion

Die Bemessungsstelle x = xd längs des Bauteils ist dort, wodie Summe der Ausnutzungsgrade ein Maximum ist.

(9)

2.3 Bestimmung des Bemessungspunktes x = xd

für elementare Knickfälle

Tabelle 1 zeigt die Knickfälle und Ausnutzungsgrade für dievier elementaren Knickfälle. Es ist einleuchtend, dass fürdiese elementaren Knickfälle nur die zum niedrigsten Eigen-wert zugehörige Knickform maßgebend ist, da der kleinste

RR

dk

M

=γ 1

uipult k x

=⎡

⎣⎢⎢

⎤

⎦⎥⎥

1α ,

1αult k

Ed

Rk

NN,

=

um

mopult k

cr

cr

cr

= −( )−

⋅

⎡

⎣

⎢⎢⎢⎢

α λα

α

0 2 1 1

1 1,

, ,max

⎤⎤

⎦

⎥⎥⎥⎥

x

u uip op x xd+ = ≤

=max ,1 0

▲

▲▲▲▲


3



αcr-Wert den größten uop-Wert liefert. Da uip längs des Bau-teils konstant ist, ist die Bemessungsstelle x = xd da, wo mcrsein Maximum hat.

In anderen Fällen, z. B. bei Druckgliedern mit ungleich-mäßigem Querschnitt und veränderlicher Druckkraft längs

des Bauteils, ist das Kriterium zu prü-

fen, um die Bemessungsstelle x = xd zu finden (s. Tabelle 2).

u uip op x xd+ =

=max

2.4 Verbindung zur Bemessung mit Knickkurven

Das Kriterium für die Summe der Ausnutzungsgrade uip +uop an der Bemessungsstelle x = xd

(10)NN

NN

mm

Ed

Rk

Ed

Rk

cr

cr

cr x xd

+ −( )−

≤=

α λ

α

0 2 1

1 1,

,max

11 0,

Tabelle 1. Ausnutzungsgrade für die vier elementaren Knick fälleTable 1. Utilization rates for the elementary buckling cases

Fall Knickform uip uop

1

2

3

4

η πcr a

x= · sin·

2

1

2

2

2

α πcr

EdN

EI=

( )

1αult k

Ed

Rk

NN,

= α λ

α

π−( )−

⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

0 2 1

1 1 2, sin

·NN

xEd

Rk

cr

η πcr a

x= · sin·

12

2

α πcr

EdN

EI=

1αult k

Ed

Rk

NN,

= α λ

α

π−( )−

⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

0 2 1

1 1, sin

·NN

xEd

Rk

cr

ηcr a k x kk

k x k x= −⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

− −⎛⎝⎜

⎞⎠

coscossin

sin

1 ⎟⎟

1

0 7

0 74 488

2

2

α π

π

cr

EdN

EI

k

=

( )= =

,

,,

1αult k

Ed

Rk

NN,

= α λ

α

π−( )−

−⎛

0 2 1

1 1, cos

cossin

sinNN

kkk

k xEd

Rk

cr

⎝⎝⎜⎞⎠⎟

η πcr a

x= −⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

12

cos·

1

0 5

2

2

α πcr

EdN

EI=

( ),

1αult k

Ed

Rk

NN,

= α λ

α

π−( )−

⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

0 2 1

1 12

, cos·N

NxEd

Rk

cr

mm

cr

cr,max

mm

cr

cr,max

mm

cr

cr,max

mm

cr

cr,max


Tabelle 2. Bemessungspunkt x = xd für einen Druckstab mit veränderlichem Querschnitt und veränderlicher Druckkraft NEdTable 2. Design point x = xd for a non-uniform compression member with varying compression force NEd

Knickform uip uop uip + uop

1αcr

1αult k

Ed

Rk

NN,

= α λ

α

−( )−

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟0 2 1

1 1,

,max

NN

mm

Ed

Rk

cr

cr

cr

liefert mit den folgenden Bezeichnungen

(11)

die Grundgleichung für die Knickkurve

(12)

Diese hat die Lösung

(13)

wobei

(14)

ist.Damit ist klar, dass die Knickkurven nicht nur die ele-

mentaren Knickfälle in Tabelle 1 abdecken, sondern allge-mein für alle Fälle mit ungleichförmigem Querschnitt undveränderlicher Druckkraft angewendet werden können,z. B. für den Fall in Tabelle 2, wenn für den Schlankheits-grad λ– nach Gl. (3) der Querschnittswert αult,k an der Be-messungsstelle x = xd benutzt wird.

Die Äquivalenz zwischen der Bemessung nach Theo-rie 2. Ordnung über uip + uop = max am Bemessungspunktx = xd und der Bemessung mit Knickkurven χ mit demSchlankheitsgrad λ– am Bemessungspunkt x = xd wird beider Definition des Imperfektionsbeiwertes α genutzt.

Die Imperfektionsbeiwerte α nach DIN EN 1993-1-1,Tabelle 6.1 und Tabelle 6.2 [2] sind nämlich mit Hilfe vonVersuchsauswertungen von Knickstabversuchen ermitteltworden, wobei die Knickkurven mit dem offenen Parameterα und bestimmten Annahmen für α und λ– zugrunde gelegtwurden (s. Bilder 1 und 2 für das Knicken von Druckstäbenaus Walzprofilen um die schwache Achse) ([3], [4], [5]).

Die Annahmen für α und λ– waren, dass1. α und γ M1 unabhängig von der Schlankheit λ– sein soll-

ten

NN

m

mEd

Rk cr

cr x x

cr

d= = ≈=χα

χλ1 1 02 ,

,max

,

χ α λ χχλ

+ −( ) −≤

=

0 2 11

1 02

, ,x xd

χφ φ λ

=+ −

≤=

1 1 02 2

x xd

,

φ α λ λ= + −( )+ ⎤⎦⎥

⎡

⎣⎢0 5 1 0 2

2, .

4



Bild 1. Biegeknicken von Druckstäben aus Walzprofilen umdie schwache Achse, Versuchsergebnisse und maßgebendeKnickkurve b ([3], [4])Fig. 1. Flexural buckling of rolled sections about the weakaxis, test results and relevant flexural buckling curve b ([3], [4])

Bild 2. Teilsicherheitsbeiwerte γM1 aus der Auswertung vonKnickstabversuchen mit Biegeknicken um die schwacheAchse bei einem vom Schlankheitsgrad λ– unabhängigenkonstanten Imperfektionsbeiwert α ([3], [4])Fig. 2. γM1-values from test evaluations for flexural bucklingabout the weak axis using a constant α-factor for all λ–-values([3], [4])

2. γM1 einen konstanten Mittelwert für den Zuverlässig-keitsindex β = 3,8 und den Wichtungsfaktor αR = 0,8mit einer Toleranz von Δβ = 0,5 darstellen sollte, s.DIN EN 1990 – Anhang D [1]


5



3 Biegedrillknicken aus der Tragwerksebene3.1 Zweistufiges Verfahren

Das Biegedrillknicken von Bauteilen aus I-Profilen ist dasAusweichen aus der Haupttragebene getrieben durch dieSchnittgrößen in der Haupttragebene. Für das zweistufigeVerfahren ist wesentlich, dass bei kleinen Verformungendie Schnittgrößen in der Haupttragebene nicht durch Ver-schiebungen aus der Haupttragebene infolge Biegedrill-knicken beeinflusst werden (s. Bild 3).

(17)

und

(18)

Dabei ist der Ausnutzungsgrad

bezogen auf die Schnittgrößen in der Haupttragebene ineinem Flansch und

bezogen auf das Biegemoment infolge Ausweichen aus derEbene in einem Flansch.

In der Gleichung für uop ist der Imperfektionsbeiwert αfür das Ausweichen aus der Haupttragebene infolge Bie-gedrillknicken identisch mit dem Imperfektionsbeiwert αfür Biegeknicken um die schwache Achse, wenn der Ein-fluss der Torsionssteifigkeit auf den Vergrößerungsfaktorαcr für die Wirkung der Theorie 2. Ordnung vernachläs-sigbar ist. In diesem Fall kann das Biegedrillknicken einesTrägers einfach als Biegeknicken der Trägerflansche auf-gefasst werden. Beispiele für diesen Fall sind Träger mitgroßen Trägerhöhen und kurzen Spannweiten und wenndie Torsionssteifigkeit infolge Querschnittsverformung re-duziert wird.

Im Falle nicht vernachlässigbarer Torsionssteifigkeit,z. B. bei Walzprofilen im Hochbau mit geringer Bauhöheund großen Spannweiten, bewirkt die Torsionssteifigkeitkleinere uop-Werte als die bei vernachlässigbarer Torsions-steifigkeit. Diese Wirkung kann einfach durch einen effek-tiven Imperfektionsbeiwert αeff berücksichtigt werden, derwie folgt lautet:

(19)

Dabei istα Imperfektionsbeiwert bei Biegeknicken aus der Haupt -

tragebeneαcrit kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Schnittgrö -

ßen Ed in der Haupttragebene, um die ideale Verzwei-gungslast für Ausweichen aus der Haupttragebene un-ter Berücksichtigung der Torsionssteifigkeit zu errei-chen

α∗crit kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Schnittgrö-

ßen Ed in der Haupttragebene, um die ideale Verzwei-gungslast für Ausweichen aus der Haupttragebene beiVernachlässigung der Torsionssteifigkeit zu erreichen

Dieser effektive Imperfektionsbeiwert ist exakt, wenn dieFormen der modalen Biegemomente mcr für α*

cr und αcridentisch sind. Andernfalls ist er eine sehr genaue Nähe-rung.

u uip op Bottom Flange x xd+ = ≤

=,max ,1 0

uipult k xd

=⎡

⎣⎢⎢

⎤

⎦⎥⎥

1α ,

um

mopult k

cr

cr Fl

cr

= −( ) ⋅−

⋅

⎡

⎣

α λα

α

0 2 1 1

1 1,

,

,

,max

⎢⎢⎢⎢⎢

⎤

⎦

⎥⎥⎥⎥

xd

α αααeff

crit

crit

= ⋅*

u uip op Top Flange x xd

+ = ≤=,

max ,1 0

Bild 3. Unabhängigkeit der Schnittgrößen Ed in der Haupt-tragebene von den Verschiebungen ηt,Fl und ηb,Fl der Träger-flanscheFig. 3. Independance of in-plane action effects Ed on out-of-plane displacements ηt,Fl for the top flange and ηb,Fl for thebottom flange

Daher wird ein zweistufiges Verfahren angewendet:1. Bestimmung der Bemessungswerte Ed der Schnittgrö-

ßen in der Haupttragebene einschließlich der Wirkungeventueller Imperfektionen in der Haupttragebene undder Theorie 2. Ordnung

2. Überprüfung der Stabilität gegen Ausweichen aus derHaupttragebene infolge der Schnittgrößen Ed

3.2 Übertragung der Grundgleichungen auf das Biegedrillknicken

Beim Biegedrillknicken sind die Verschiebungen ηcr,Fl desoberen und unteren Flansches des Querschnitts infolge derTorsionskomponente der Knickeigenform verschieden:

(15)

Dabei istηcr,ϕcr Komponenten der BiegedrillknickeigenformzM Abstand des betrachteten Flansches vom Schub-

mittelpunkt des Querschnittsηcr,Fl Eigenform des oberen oder unteren Flansches

Daher sind auch die modalen Biegemomente mcr,Fl in denFlanschen verschieden:

(16)

Infolgedessen sind im allgemeinen Fall, wenn bedingt durchden Momentenverlauf sowohl der obere als auch der un-tere Flansch Druckkräfte erhält, die Ausnutzungsgrade fürbeide Flansche zu prüfen:

η η ϕcr Fl cr M crz, = ± ⋅

m EI zcr Fl Fl cr M cr, = ′′ ± ′′( )η ϕ


3.3 Verbindung zur Bemessung mit Biegedrillknickkurven

Ähnlich wie beim Biegeknicken (s. Abschnitt 2.4) liefert dieGrundgleichung

(20)

beim Biegedrillknicken die Ausgangsgleichung für die Biege-drillknickkurve

(21)

Die Biegedrillknickkurve lautet

(22)

wobei

(23)

Die Gleichung für χLT für das Biegedrillknicken unterschei-det sich von der Gleichung für χ für das Biegeknicken nurdurch den Imperfektionsbeiwert αeff. Da αeff sowohl denFall des Biegeknickens (αeff = α) als auch des Biegedrill-knickens erfasst, kann die Gleichung (22) als universelleFormel sowohl für das Biegeknicken als auch für das Bie-gedrillknicken aufgefasst werden.

Die Zuverlässigkeit der universellen Formel mit demeffektiven Imperfektionsbeiwert αeff ist über Versuchsaus-wertungen von Biegedrillknickversuchen überprüft wor-den. Bilder 4 und 5 liefern die Resultate der Auswertungenfür Walzprofile und geschweißte Profile. Die erforderlichenγM1-Werte liegen im Bereich von 1,048 bis 1,087 ([3], [5], [6]).

3.4 Praktische Anwendung vom uip + uop ≤ 1,0

Die additive Form uip + uop kann in eine multiplikativeForm übertragen werden:

u uip op x xd

+ ≤=

1 0,

χ α λ χχ λLT eff LT

LT x xd

+ −( ) −≤

=

0 2 11

1 02

, ,

χφ φ λ

LT

x xd

=+ −

≤=

1 1 02 2

,

φ α λ λ= + −( ) +⎡⎣

⎤⎦0 5 1 0 2 2, ,eff

6



(24)

Faktor f, der die Vergrößerung des Ausnutzungs-grades uip in der Haupttragebene durch Auswei-chen aus der Haupttragebene anzeigt

Mit

(25)

wird

(26)

und die Bedingung uip + uop ≤ 1 lautet

(27)

3.5 Andere Besonderheiten

Tragwerke, die auf Stabilität gegen Ausweichen aus derHaupttragebene geprüft werden, können mehrfeldrig mitveränderlichen Querschnitten und wechselnden Vorzei-chen der Momentenlinie sein. Dann ist nicht automatischsicher, ob die erste Eigenform in

(28)

wirklich den maßgebenden Bemessungspunkt x = xd liefert.Daher ist 5.3.2(2) nach DIN EN 1993-1-1[2] in diesem Fallzu beachten. Eine höhere Biegedrillknickeigenform kanndann maßgebend sein.

u u uu

uip op ipop

ip

+ = +⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ≤1 1 0,

fm

meff

cr

cr Fl

cr

= + −( ) ⋅−

⋅

⎡

⎣

⎢⎢⎢⎢

1 0 2 1

1 1α λ

α

, ,

,max

⎤⎤

⎦

⎥⎥⎥⎥

1 1 0αult k

f,

!

,⋅ ≤

u uip opult k

effult k

cr

+ = + −( ) ⋅−

⋅1 0 2 1 1

1 1αα λ

αα

, ,

,mm

mcr Fl

cr

,

,max

⎡

⎣

⎢⎢⎢⎢

⎤

⎦

⎥⎥⎥⎥

u uip op x xd+ = ≤

=max ,1 0

▲

Bild 4. Verhältnisse re/rt der experimentellen und rechneri-schen Ergebnisse bei Verwendung von αeff für Walzprofile([3], [6])Fig. 4. Ratios re/rt of experimental and calculative resultsusing αeff for rolled sections ([3], [6])

Bild 5. Verhältnisse re/rt der experimentellen und rechneri-schen Ergebnisse bei Verwendung von αeff für geschweißteProfile ([3], [6])Fig. 5. Ratios re/rt of experimental and calculative resultsusing αeff for welded sections ([3], [6])


7



Das hier geschilderte Nachweisverfahren nach Theorie2. Ordnung ist in sich konsistent, indem die Wahl der Imper-fektionsbeiwerte α mit dem Prinzip der linearen Überlage-rung der Ausnutzungsgrade uip + uop = max für den Grenzzu-stand des maßgebenden Querschnitts und der Größe desTeilsicherheitsfaktors γM1 verträglich ist. Wird einer dieser Pa-rameter, z. B. durch Verwendung eines nicht-linearen Inter-aktionsmodells für den plastischen Querschnittswiderstand,verändert, liegt keine Konsistenz mehr vor und die erforderli-che Zuverlässigkeit der Ergebnisse ist nicht mehr gegeben.

4 Anwendungsbeispiele4.1 Allgemeines

Im Folgenden wird anhand von Beispielen für den Stabili-tätsnachweis aus der Ebene gezeigt1. wie die Theorie 2. Ordnung angewendet wird2. wie die idealen Knickdaten und Knickeigenformen mit

Rechnerunterstützung ermittelt werden3. wie Biegedrillknickfälle gelöst werden, die in DIN EN

1993-1-1 [2] nicht umfassend behandelt sind

Bild 6. Eigenverformungen ηcr beim Ausweichen aus derHaupttragebene und damit verbundene Dehnungen εcr inden maßgebenden TrägerflanschenFig. 6. Elastic critical out-of-plane buckling mode of flangeηcr and associated critical strain εcr,Fl

Bild 7. Verbundbrücke, Sys-tem und Spannweiten [7]Fig. 7. Composite bridge-sys-tem and span lengths [7]

Bild 8. Verbundbrücke, Querschnitt [7]Fig. 8. Composite bridge-cross-section [7]

Bild 6 zeigt die mit Rechnerunterstützung ermittelten Da-ten ηcr,Fl und mcr,Fl für I-Profile sowie die Ergebnisse fürden Grenzfall, dass Träger ohne Gurt eingesetzt werden.Die Präsentation der Beispiele dient zur Erläuterung, prak-tische Berechnungen können ohne größeren Dokumenta-tionsaufwand durchgeführt werden.

4.2 Biegedrillknicken des Untergurtes bei durchlaufendenVerbundbrücken mit offenem Querschnitt

4.2.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der Haupttragebene

Eine über drei Felder durchlaufende Verbundbrücke nachBild 7 und einem offenen Querschnitt nach Bild 8 wird alsBeispiel für den Biegedrillknicknachweis des gedrücktenUntergurtes gewählt [7]. Die Abmessungen des Stahlträ-gers gehen aus Bild 9 hervor. Alle 7,50 m sind Querrah-men nach Bild 10 und an den Widerlagern und Pfeilernverstärkte Querrahmen nach Bild 11 angeordnet.

Anhand der für den Untergurt maßgebenden Momen-tenlinie in Bild 12 sind in Bild 13 die Spannungsverteilun-gen im Untergurt und die Streckgrenzen fy ermittelt, diezu dem Verlauf der Ausnutzungsgrade uip nach Bild 14

Bild 9. Blechdickenverteilung des Stahlträgers [7]Fig. 9. Distribution of plate dimensions of the steel beam [7]


8



4.2.3 Bestimmung des Bemessungspunktes x = xd und Biegedrillknicknachweis

Der Bemessungspunkt x = xd wird wie folgt bestimmt:

Der f-Faktor wurde mit dem Imperfektionsbeiwert α = 0,76(Knickkurve d) bestimmt, der für die erste Eigenform zu

führt.

Bild 16 zeigt die Verteilung des f-Faktors, mit der in Bild 17die Summe der Ausnutzungsgrade uip + uop bestimmt wurdeund damit die Bemessungspunkte x = xd.

1αult k

f,

!

max⋅ =

α αααeff

cr

cr

= ⋅ = ⋅ =*

,,,

,0 768 378 86

0 72

Bild 10. Querrahmen alle 7,50 m [7]Fig. 10. Cross-frames all 7.50 m [7]

Bild 11. Verstärkte Querrahmen an den Widerlagern undPfeilern [7]Fig. 11. Cross-frames at abutments and intermediate piers [7]

Bild 12. Verteilung der Biegemomente in der Haupttrag-ebene für die Ermittlung der Beanspruchungen im Trägerun-tergurt [7]Fig. 12. Distribution of in-plane-moments relevant for thebottom flange [7]

Bild 13. Spannungen im Trägeruntergurt und Verteilung derStreckgrenze [7]Fig. 13. In-plane stresses in bottom flange and distributionof yield strength [7]

Bild 14. Verteilung der Ausnutzungsgrade uip in der Haupt-tragebene [7]Fig. 14. Distribution of in-plane utilization rates uip [7]

Bild 15. Ergebnisse der Eigenformbestimmung: ηcr und mcrmit αcr und α*

crFig. 15. Results of modal analysis: ηcr and mcr and αcr and α*

cr

führen. In dem Beispiel wurde γM = 1,00 zugrunde gelegt,so dass der charakteristische Wert der Beanspruchbarkeitidentisch mit dem Bemessungswert ist.

4.2.2 Resultate der Eigenformbestimmung

Die Vergrößerungsfaktoren αcr, die Verschiebungen ηcrund die modalen Biegemomente mcr für den Untergurtsind für die ersten drei Eigenformen in Bild 15 angege-ben.


9



4.2.4 Schlussfolgerungen

Die Werte uip + uop in Bild 17 erreichen nicht den Grenz-wert 1,00, so dass der Biegedrillknicknachweis erfüllt wird.Während die antimetrischen Eigenformen 1 und 2 keinewesentlichen Erhöhungen der Ausnutzungsgrade gegen-über dem Größtwert an der Stütze zeigen, liefert die sym-metrische Eigenform 3 eine Erhöhung des Ausnutzungs-grades an der Stütze, jedoch noch im zulässigen Rahmen.

4.3 Biegedrillknicken eines Halbrahmens bei Unterwind4.3.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der

Haupttragebene

Die Abmessungen und Lagerungen, die seitlichen Halterun-gen gegen Ausweichen und Torsion sowie die Belastungen

des Halbrahmens gehen aus Bild 18 hervor. Bild 19 zeigtdie Bemessungswerte der Schnittgrößen anhand des Ver-laufs der Biegemomente und Normalkräfte.

Zur besseren Darstellung der Ergebnisse werden dieStütze und der Riegel nach Bild 20 auf einer Linie abgewi-ckelt. Die Ausnutzungsgrade uip in der Haupttragebene sindBild 21 zu entnehmen.

Bild 16. Verteilung des Faktors f, der an dem Ausnutzungs-grad uip anzusetzen istFig. 16. Distribution of f-factor for the in-plane utilizationrate uip

Bild 17. Verteilung des Gesamtausnutzungsgrades uip + uopund Bemessungspunkt x = xdFig. 17. Distribution of uip + uop and design value x = xd

Bild 18. Abmessungen und Lagerungen, seitliche Halterun-gen gegen Ausweichen und Torsion, sowie Belastungen desHalbrahmensFig. 18. System, dimensions, boundary conditions and out-of-plane supports as well as loading for the moment semi-frame

Bild 19. Bemessungswerte Ed der Schnittgrößen in derHaupttragebeneFig. 19. Distribution of action effects Ed to be considered forout-of-plane stability



Die Verschiebungsfigur der ersten Eigenform des Biegedrill-knickens des Halbrahmens geht aus Bild 22 hervor. Infolgeder Druckbeanspruchung im Untergurt des Riegels, her-vorgerufen durch den Unterwind, ergibt sich eine mehr-wellige Seitenverschiebung. Die Vergrößerungsfaktoren αcrsowie die Verschiebungen αcr,Fl und die modalen Biege-momente mcr,Fl sind Bild 23 zu entnehmen.

4.3.3 Bestimmung des Bemessungspunktes x = xd und Biegedrillknicknachweis

Der Verlauf der f-Faktoren geht aus Bild 24 hervor. Die f-Faktoren bewirken eine Vergrößerung des Ausnutzungs-grades uip für den Ober- und Untergurt des Riegels über dieGrenze 1,00 (s. Bild 25).

10



Bild 20. Abwicklung der Stütze und des Riegels des Halb-rahmens auf einer LinieFig. 20. Components of the frame lined up

Bild 21. Ausnutzungsgrade uip in der Ebene für den Ober-und UntergurtFig. 21. In-plane-utilization rates uip for top flange and bottom flange

Bild 22. Perspektivische Darstellung der ersten Biegedrill-knickeigenform [8]Fig. 22. First buckling mode for the frame [8]

Bild 23. Eigenformen der Verschiebungen und der modalenBiegemomente in den TrägerflanschenFig. 23. Shape of lateral torsional buckling displacementsand modal bending moments

Bild 24. Verteilung der Faktoren fFig. 24. Distribution of the f-factor

Bild 25. Ausnutzungsgrade uip + uop und Bemessungspunktx = xdFig. 25. Utilization rates uip + uop and design value x = xd


11



4.4.3 Bestimmung der Bemessungspunkte und Biegedrillknicknachweise

Die Verteilung der f-Faktoren ist für den Ober- und Unter-gurt in Bild 29 dargestellt. Mit dem Faktor f ergibt sich dieSumme der Ausnutzungsgrade nach Bild 30.


Die Übereinstimmung der experimentellen HöchstlastenPult,test mit den anhand des Kriteriums der Summe der Aus-


Maßgebend ist das Ausweichen des Untergurtes in der un-günstigsten Knickwelle (s. Bild 25). Durch die Berücksich-tigung von Vertikalsteifen im Riegel an den Stellen der Tor-sionshalterung könnte der f-Faktor auf ein zulässiges Maßabgesenkt werden.

4.4 Biegedrillknicken eines zweifeldrigen Durchlaufträgers4.4.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der

Haupttragebene

Das Beispiel besteht in der Nachrechnung von Versuchen,die mit einem zweifeldrigen Durchlaufträger aus Walzpro-filen IPE 120 mit einer symmetrischen Belastung nachBild 26 durchgeführt wurden. Die Abmessungen und dieVersuchsergebnisse sind in Tabelle 3 dargestellt.

Die Ausnutzungsgrade uip in der Haupttragebene ha-ben einen Verlauf nach Bild 27. Die Zahlenwerte sind fürdie experimentellen Höchstlasten Pult,test in Tabelle 4 ange-geben.

Tabelle 3. Abmessungen und VesuchsergebnisseTable 3. Dimensions and test results

Versuch l lp fy,test Pult,test[m] [m] [N/mm2] [kN]

1 4,40 1,70 337,70 14,75

2 3,00 1,20 346,65 25,32

3 2,00 0,80 340,20 45,52

Bild 26. Zweifeldriger Durchlaufträger mit symmetrischerBelastungFig. 26. Two span continuous beam with symmetrical loading

Bild 27. Verlauf der Ausnutzungsgrade uip längs der Ver-suchsträgerFig. 27. Distribution of the utilization rate uip along the testsbeam

Tabelle 4. Ausnutzungsgrade uip,f im Feld und uip,s an derZwischenstützeTable 4. Utilization rates uip,f at span and uip,s at the inter-mediate support

Versuch Für Pult,testuip,f uip,s

1 0,45 0,70

2 0,52 0,80

3 0,63 0,97

Bild 28. Eigenwerte αcr und Eigenformen der Verschiebungenηcr und modalen Biegemomente mcr,FlFig. 28. Eigenvalues αcr, Eigenmodes ηcr and modal bendingmoments mcr,Fl


Die Eigenformbestimmung erfolgte für die erste Eigen-form, die auch im Versuch eingetreten ist (asymmetrischeForm). Der Verlauf der modalen Verschiebungen ηcr undder modalen Biegemomente mcr ist in Bild 28 für dasrechte Feld des Zweifeldträgers angegeben (s. Bild 26).


wandert dieser für kleine Spannweiten an die Zwischen-stütze (Versuch 3).

Literatur

[1] DIN EN 1990, Dezember 2010: Eurocode: Grundlagender Tragwerksplanung. Deutsche Fassung EN 1990:2002 +A1:2005 + A1:2005/AC:2010, Normenausschuss Bauwesen(NABau) im DIN Deutsches Institut für Normung e. V., BeuthVerlag GmbH.

[2] DIN EN 1993-1-1, Dezember 2010: Eurocode 3: Bemessungund Konstruktion von Stahlbauten – Teil 1-1: Allgemeine Be-messungsregeln und Regeln für den Hochbau. Deutsche Fas-sung EN 1993-1-1:2005 + AC:2009, Normenausschuss Bau-wesen (NABau) im DIN Deutsches Institut für Normung e.V.,Beuth Verlag GmbH.

[3] Naumes, J.: Biegeknicken und Biegedrillknicken von Stäbenund Stabsystemen auf einheitlicher Grundlage. Dissertation,RWTH Aachen, Schriftenreihe Stahlbau, Heft 70, Aachen:Shaker-Verlag 2010.

[4] Müller, C.: Zum Nachweis ebener Tragwerke aus Stahl gegenseitliches Ausweichen. Dissertation. RWTH Aachen, Schrif-tenreihe Stahlbau, Heft 47, Aachen: Shaker Verlag 2003.

[5] Feldmann, M., Naumes, J., Sedlacek, G.: Biegeknicken undBiegedrillknicken aus der Haupttragebene. Stahlbau 78 (2009),H. 10, S. 764–776.

[6] Sedlacek, G., Ungermann, D., Kuck, J., Maquoi, R., Janss, J.:Eurocode 3 – Part 1, Background Documentation Chapter 5 –Document 5.03 (partim): Evaluation of test results on beamswith cross sectional classes 1-3 in order to obtain strengthfunctions and suitable model factors. Eurocode 3 – EditorialGroup (1984).

[7] Davaine, L., Imberty, F., Raoul, J.: Eurocode 3 and 4 – Guid -ance book, July 2007: Application to steel-concrete compositeroad bridges, SETRA/CTOA Technical Centre for Highwaysand Motorways, France.

[8] ConSteel 6.0: Finite-Element-Programm, entwickelt vonConsteel Solutions Ltd, http://www.consteel.hu.

[9] LTBeam: Programm zur computergestützten Berechnungvon αcr-Werten von Trägern unter Momentenbeanspruchung,entwickelt von CTICM, kostenloser Download unterhttp://www.cticm.com.

Autoren dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. Markus Feldmann, [email protected],Prof. em. Dr.-Ing. Dr.h.c. Gerhard Sedlacek, [email protected],Dipl.-Ing. (FH) Matthias Wieschollek, [email protected],RWTH Aachen, Lehrstuhl für Stahlbau und Institut für Stahlbau und Leichtmetallbau, Mies-van-der-Rohe-Str. 1, 52074 AachenDr.-Ing. József Szalai, [email protected],Consteel Solutions Ltd, Mester u. 87, 1095 Budapest

12



Bild 29. Verteilung der f-Faktoren für Ober- und UntergurtFig. 29. Distribution of f -factors for the top- and bottom flanges

Bild 30. Ausnutzungsgrade uip + uop und Bemessungspunktx = xdFig. 30. Utilization rate uip + uop and design values x = xd

Tabelle 5. Vergleich der rechnerischen und experimentellenErgebnisseTable 5. Comparison of the calculative and experimental results

Versuch Pult,test [kN] Pult,calc [kN]

1 14,75 12,83

2 25,32 23,68

3 45,52 44,62

nutzungsgrade uip + uop ≤ 1,0 berechneten HöchstlastenPult,calc ist befriedigend (s. Tabelle 5).

Während bei größeren Spannweiten der Bemessungs-punkt im Feld unter der Einzellast ist (Versuch 1 und 2),



Die Bedrohung durch Bombenanschläge ist heute sehr real, undwir hören häufiger von den tragischen Konsequenzen dieser An-schläge. Um die Öffentlichkeit zu schützen, werden derzeit neueFassadensysteme und Bemessungsmethoden entwickelt, die miteinem vertretbaren finanziellen Aufwand die Schutzfunktion ge -fährdeter Gebäude wesentlich verbessern. Die Entwicklungs -philosophie umfasst vor allem Fragen der Stand- und Reststand-sicherheit (Schutz von Leben und Vermeiden von Verletzungen)und Aspekte der Gebrauchstauglichkeit. Aber auch die Minimie -rung des finanziellen Schadens wird berücksichtigt.Bei Fassaden mit Spannweiten über 15 m sind Seilnetzsystemedie transparenteste Lösung (maximaler Glasanteil bezogen aufdie Fassadenfläche). Seilnetzfassaden werden daher häufig imEingangsbereich von Bahnhöfen, Flughäfen, Banken oder Hotelsgebaut. Für diese Gebäude wird häufig ein erhöhtes Schutzniveaugefordert. Hieraus resultiert der Bedarf an neuen Konstruktions -elementen und Bemessungsmethoden für explosionshemmendeSeilnetzfassaden. Drei neuentwickelte Konstruktionselementewerden im Folgenden im Detail dargestellt. Die Verbindung zwi -schen der unmittelbaren Glaslagerung (z. B. Eckklemme) und demSeil kann mit einem Crashkörper versehen werden, wodurch dieSpitzenspannung in der Glasscheibe wesentlich reduziert werdenkann. Sollte die Scheibe dennoch brechen, kann durch einen be -sonderen Glashalter die Resttragfähigkeit der Verglasung verbes -sert werden. Neu entwickelte Seilendverankerungen verringerndie Belastungen auf die Seile und das Gebäude.Die neuen Bemessungsmethoden ermöglichen eine schnelle nu-merische Analyse von Seilnetzfassaden unter definierten Druck-wellen und ermöglichen so eine schnelle und effiziente Dimen-sionierung der neu entwickelten Seilendverankerungen.

Design and calculation of cable net facades under impulsiveblast loads. Nowadays the threat of terrorist bomb attacks onbuildings is very real, and we frequently hear about tragic conse-quences of such attacks. To protect the public against such horri-ble acts, the engineering community has embarked on developingtechnologies and concepts that can economically provide lifesafety measures to vulnerable structures. The design philosophyis primarily to save lives and prevent injuries, and secondarily toprotect buildings, functions, and assets. The design criteria takea balanced approach to safety, considering cost effectivenessand acknowledging acceptance to some risks.For cable net facades with point supported glazing new designmethods and solutions are developed. These methods includenew tools for the numerical evaluation of facades under impul-sive blast loads. New design solutions include appropriate con-nections to the supporting structure (cable end support) whichare able to dissipate a significant part of the blast wave energyand positively influence the structural post-failure behaviour.

1 Explosionslasten1.1 Analytische Ermittlung von Explosionslasten

Infolge der Detonation einer Sprengladung breitet sich eineDruckwelle zunächst sphärisch in alle Richtungen aus, bissie an Oberflächen (Gebäude, Boden) reflektiert wird. Beider Detonation wird innerhalb einiger Nanosekunden einesehr große Menge an Energie freigesetzt. Der Druckanstiegliegt in einem Zeitbereich von Nanosekunden und die Zeit-dauer der Überdruckphase im Millisekundenbereich.

Bild 1 zeigt einen typischen Druck-Zeit-Verlauf einerTNT-Detonation in Luft (TNT = Trinitrotoluol, häufig ver-wendeter militärischer Sprengstoff). Erkennbar ist die kurzeÜberdruckphase, die durch den Spitzenüberdruck p10 unddurch die Zeitdauer td charakterisiert wird. Die Integra-tion des Druckes über die Zeit ergibt den spezifischen Im-puls. Die Sogphase wirkt normalerweise länger als die Über-druckphase, und der Unterdruck ist in der Regel wesentlichgeringer als der Spitzenüberdruck (außer bei Ferndetona-tionen mit großen Abständen). Der Umgebungsluftdruck be-trägt unter Normalbedingungen 101,3 kPa (1,013 bar) aufMeereshöhe.

Wesentlich für die Tragwerksanalyse ist die Ermitt-lung des vollständigen reflektierten Druck-Zeit-Verlaufes,da dieser auf das Bauteil wirkt. Nur die Angabe des re-flektierten Spitzenüberdruckes ist unzureichend. Auch dieAngabe von statischen Ersatzlasten ist im Allgemeinenfalsch, da statische Ersatzlasten immer systemabhängig

Konstruktion und Berechnung von explosions -hemmenden Seilnetzfassaden

Frank WellershoffMartien TeichGordon NehringNorbert Gebbeken

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201201501

Bild 1. Schematische Darstellung des Druck-Zeit-Verlaufseiner TNT-Detonation in LuftFig. 1. Typical pressure time history of a TNT detonation inair

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sind. Bei Explosionsbeanspruchungen ist somit in jedemFall eine (i. d. R. nichtlineare) dynamische Berechnungnotwendig.

Vor allem die effektive Sprengstoffmasse (zumeist de-finiert als TNT-äquivalente Masse [1]), ihre Höhe über denBoden und ihre Entfernung zum Gebäude, die Art undAusbildung eventueller Hindernisse, wie z. B. Schutzwändeoder vorgelagerte Gebäude, sowie die Art und Geometriedes Bauwerks selbst beeinflussen den reflektierten Druck-Zeit-Verlauf einer Explosion.

Der reflektierte Spitzenüberdruck pro (engl.: peak re-flected overpresure) entsteht durch die Reflexion der ein-fallenden ebenen Stoßwelle, die in einem bestimmten Win-kel auf eine bauliche Anlage trifft. Das Verhältnis von reflek-tiertem Spitzenüberdruck und einfallendem Spitzenüber-druck wird als Reflexionsfaktor bezeichnet. Der Reflexions-faktor ist abhängig vom einfallenden Spitzenüberdruck,vom Auftreffwinkel sowie von der Dichte und der Steifig-keit des Materials der Reflexionsoberfläche. Die wesent -lichen Effekte und Einflussparameter zur Ermittlung desReflexionsfaktors sind ausführlich in [2], [3], [4] dargestellt.

Mit bekanntem Reflexionsfaktor kann der reflektierteDruck-Zeit-Verlauf abgeleitet werden, der einen ähnlichenVerlauf wie der in Bild 1 dargestellte einfallende Druck-Zeit-Verlauf aufweist, wenn Interaktionseffekte vernach-lässigt werden. Bei leichten und flexiblen Membranstruk-turen und großflächigen Seilnetzfassaden wird der reflek-tierte Druck-Zeit-Verlauf zusätzlich durch die Fluid-Struk-tur-Interaktion und durch die aerodynamische Dämpfungbeeinflusst. Die Untersuchung dieser Effekte sind aktuelleForschungsschwerpunkte [5] und werden im Rahmen desvorliegenden Beitrags nicht weiter betrachtet.

Auf eine Darstellung der Formeln zur Ermittlung desreflektierten Druck-Zeit-Verlaufes wird an dieser Stelle ausPlatzgründen verzichtet. Die wichtigsten Formeln sind in[3] und [6] mit weiteren Literaturangaben übersichtlich zu-sammengefasst.

1.2 Bestimmung von Explosionslasten mit Hydrocodes

Die in Abschnitt 1.1 diskutierten analytischen Ansätze sindnur für einfache Fälle anwendbar. Durch Reflexionen anbenachbarten Gebäuden können Belastungen resultieren,

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F. Wellershoff/M. Teich/G. Nehring/N. Gebbeken · Konstruktion und Berechnung von explosionshemmenden Seilnetzfassaden


die wesentlich von den analytisch ermittelten Druck-Zeit-Verläufen abweichen. Dies ist beispielsweise der Fall,wenn Explosionen in angrenzenden Straßen oder der Ein-fluss von vorgelagerten Gebäuden oder Mauern zu berück-sichtigen sind.

In diesen Fällen kann der Druck-Zeit-Verlauf entwe-der mit Hilfe von (ggf. skalierten) Experimenten oder fi-nanziell günstiger durch numerische Untersuchungen mitsogenannten Hydrocodes erfolgen. Hydrocodes, z. B. An-sys Autodyn oder LS-Dyna, basieren auf den physikali-schen Grundprinzipien der Massen-, Impuls- und Energie-erhaltung und berechnen die Explosion und die anschlie-ßende Ausbreitung und Reflexion der Stoßwelle.

Beispielhaft ist in Bild 2 (links) ein Explosionsszena-rio in einem Straßenausschnitt dargestellt. Die Detonationvon 300 kg TNT findet auf dem öffentlichen Platz statt.An unterschiedlichen Stellen der verschiedenen Gebäude-fassaden wirkt infolge der Detonation ein unterschied -licher Druck-Zeit-Verlauf (Bild 2 rechts). Am Ort P1 be-trägt der Spitzenüberdruck etwa 950 kPa, der jedoch sehrschnell auf Umgebungsluftdruck und dann in den Unter-druckbereich abfällt. Die anschließenden erneuten Druck-spitzen resultieren aus Reflexionen der Stoßwellen an denverschiedenen Gebäuden. Die Stoßwelle erreicht die PunkteP2 und P3 wesentlich später mit deutlich geringeren Spit-zenüberdrücken. Die Überdruckphase wirkt hier jedocherheblich länger als im Punkt P1. Insgesamt ist zu erken-nen, dass die in Abschnitt 1.1 diskutierte analytische He-rangehensweise bei komplexeren Explosionsszenarien nichtmehr gerechtfertigt ist.

Es sei darauf hingewiesen, dass eine Explosion an denverschiedensten Orten auftreten kann und deshalb i. d. R.eine umfangreiche Risiko- und Gefährdungsanalyse not-wendig ist, um den maßgeblichen, aber nicht immer offen-sichtlichen Explosionslastfall zu ermitteln.

1.3 Normierte Explosionslastannahmen

Da die Ermittlung des vollständigen Druck-Zeit-Verlaufesinfolge einer Detonation und komplexer Reflexionseffektesehr aufwendig ist, wurden zunächst in den USA und dannauch international (ISO) normierte Explosionslastannah-men festgelegt ([7], [8], [9]).

Bild 2. Berechnung von Explosionslasten mit Hydrocodes: Detonation von 300 kg TNT in der Mitte des öffentlichen Platzesund Darstellung der resultierenden Druck-Zeit-Verläufe an den ausgewählten Punkten P1, P2 und P3 Fig. 2. Analysis of blast loads with Hydrocodes: detonation of 300 kg TNT in the middle of the public square and reflectedpressure-time-curves for the chosen points P1, P2 and P3


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Diese Explosionslastannahmen geben einen linear ab-fallenden Dreiecksverlauf für den reflektierten Druck-Zeit-Verlauf vor. Dieser lineare Ansatz ist in Bild 1 gestricheltdargestellt. Der reflektierte Druck-Zeit-Verlauf wird durchden reflektierten Spitzenüberdruck pro und durch den positi-ven reflektierten Impuls ir charakterisiert. Die Zeitdauer derÜberdruckphase des linearen Ansatzes ergibt sich dann zu:

(1)

Der Einfluss der Unterdruckphase wird bei diesen normier-ten Ansätzen vernachlässigt. Dies ist bei der dynamischenBerechnung von steifen oder schweren Strukturen (z. B.Stahlbetonkonstruktionen) gerechtfertigt, da die Unterdruck-phase die Strukturantwort in diesen Fällen kaum beein-flusst. Bei der Berechnung leichter und biegeweicher Sys-teme mit geringen Eigenfrequenzen kann die Unterdruck-phase die Strukturantwort aber maßgeblich beeinflussen.Dieser Effekt wird ausführlich in [6] und [10] diskutiert.

Trotz dieses Einflusses, der auch bei Seilnetzfassadenvorhanden ist [11], verlangen viele Bauherren lediglich einen normierten Explosionslastansatz gemäß US- oderISO-Standard. Es wird davon ausgegangen, dass das Ver-sagen des Systems nach innen bemessungsentscheidendist. Die Auswirkungen auf Personen im Inneren des Ge-bäudes sollen also minimiert werden. Ein Versagen desSystems nach außen infolge der Unterdruckphase wird inKauf genommen.

In den Tabellen 1 und 2 sind die wesentlichen Bemes-sungslasten nach der US-amerikanischen GSA/ISC undnach der internationalen ISO-Norm zusammengefasst. Die

ti

pd linr

ro, ˆ

=2

angegebenen Sprengstoffmengen (TNT-äquivalente Masse)und Abstände geben an, durch welche Sprengladungendiese Lasten bei einer Bodenzündung auf einer freien Ebenevor einer großen Fassade erzeugt würden.

In den experimentellen Versuchen zum Nachweis derExplosionsschutzwirkung wird jedoch üblicherweise nichteine gesamte Fassade, sondern ein Fassadenausschnitt ineinem Testrahmen von 3,05 m × 3,05 m (GSA/ISC) bzw.3,15 m × 3,15 m (ISO) getestet.

Aufgrund von Beugungs- und Diffraktionseffekten(engl.: clearing effects) sind bei den relativ kleinen Testrah-men zur Erreichung derselben Druck- und Impulswerteeine andere Ladungsmenge und ein anderer Ladungsab-stand als bei einer Explosion vor einer großen Fassade er-forderlich. Auf dieses Phänomen ist die Bezeichnung derISO-Szenarien (z. B. EXV 45) zurückzuführen. EXV xx be-deutet, dass die in Tabelle 2 angegebenen Überdruck- undImpulswerte beim typischen Testrahmen von 3,15 m ×3,15 m bei einer Explosion von 100 kg in einem Abstandvon xx m erreicht werden. Dies entspricht einem äquiva-lenten Explosionsszenario vor einer großen Fassade (s.Tabelle 2 und Anhang C.1 von ISO 16933 [8]).

2 Schutzanforderungen für Explosionslasten

Bereits geringe Explosionsdruckwellen, die durch kleineBomben oder durch große Bomben in großer Entfernung(z. B. in einer angrenzenden Straße) generiert werden, kön-nen zu großen Schäden führen, wenn die Fassade nichtentsprechend konstruiert ist. Um Personen hinter der Fas-sade vor größeren Verletzungen zu schützen, wird eine ex-plosionshemmende Funktion der Fassade vermehrt in Spe-zifikationen gefordert. Zumeist wird hierbei auf eine Klas-sifizierung der Schutzwirkung entsprechend dem amerika-nischen GSA-Standard [12] verwiesen. Die GSA-Methodeteilt Fassaden in sechs Schutz- und Risikoklassen (protec -tion and hazard levels, Bild 3) ein. In der höchsten Schutz-klasse 1 darf das Glas nicht brechen. In den weiteren wirddefiniert, wie weit Glassplitter in einem normierten Prüf-raum fliegen dürfen. Am häufigsten wird die Schutzklasse3b gefordert, bei der die Splitter maximal 10 ft. (3,05 m) inden Schutzraum fliegen dürfen.

Tabelle 1. Explosionsszenarien der US General Services Administration (GSA/ISC) [7]Table 1. Explosion scenarios of the US General Services Administration

Klasse pr0 ir td,lin Ladung TNT AbstandkPa kPa ms ms kg m

GSA C 27,58 193,06 14,0 47,5 30

GSA D 68,95 675,71 19,6 340 34

Tabelle 2. ISO-Explosionslastszenarien für Fahrzeugbomben (explosion vehicle, EXV, ISO 16933, Anhang C1 [8])Table 2. ISO explosion scenarios für vehicle bombs (ISO 16933, appendix C1 [8])

Klasse reflektierter reflektierter Zeitdauer Ladungsabstand äquivalentes Explosionsszenario Spitzenüberdruck Impuls von ca. 100 kg vor großer Fassade

TNT vor kleinemTestrahmen

pro ir td,lin Abstand Ladung TNT AbstandkPa Pa s ms m kg m

EXV 45 30 180 12 45 30 32

EXV 33 50 250 10 33 30 23

EXV 25 80 380 9,5 25 40 19

EXV 19 140 600 8,6 19 64 17

EXV 15 250 850 6,8 15 80 14,4

EXV 12 450 1200 5,3 12 100 12,4

EXV 10 800 1600 5,0 10 125 11


Die GSA-Schutzklassen wurden für maximal raum-hohe Fensterverglasungen entwickelt. Bei Seilnetzfassaden,die mit horizontalen Windlastseilen und vertikaler Eigen-gewichtsabhängung sehr hoch gebaut werden können, wäredie direkte Übertragung der GSA-Schutzklassen unange-bracht. Maßgebend für den Schutz von Personen ist näm-lich erstens, dass die Druckwelle erheblich gedämpft wird,um Ohren und Lungen zu schützen, und zweitens, dassGlassplitter nicht als schwerverletzende Projektile wirken.Allgemeingültig wäre daher eine Definition der erlaubtenFlugweite von Glassplittern in Relation zur Verglasungs-höhe. Für numerische Nachweise könnte die Geschwindig-keit der Verglasung bei Erreichen der Bruchfestigkeit desGlases als Schutzklasse definiert werden. Hierbei wäre zubeachten, dass die Bruchspannung von Glasprodukten er-heblich von der Belastungszeit abhängt. Bei sehr kurzen Ein-wirkungen wie unter Explosionslasten liegt demnach einewesentlich höhere Bruchspannung als für Windlasten vor.

3 Seilnetzfassaden ohne explosionshemmende Funktion3.1 Seilführung

Seilnetze sind bei großflächigen Fassaden die transparen-teste Tragstrukturvariante und können generell unterteiltwerden in:– Typ 1: Systeme mit geraden Seillinien – als Beispiel s.

Bild 4– Typ 2: Systeme mit polygonalen Seillinien – als Beispiel

s. Bild 5

Beim Typ 1 ist zu bedenken, dass ein gerades Seil eineLast senkrecht zur Seillinie nur durch eine entsprechendeKrümmung der Seillinie aufnehmen kann. Das Stichmaßder Krümmung kann durch eine Vorspannung des Seilsverringert werden. Jedoch bleiben die Verformungen we-sentlich größer als bei Tragelemente, die Biegemomenteaufnehmen.

Das Grenzmaß der zulässigen Fassadenverformungsenkrecht zur Verglasungsebene hängt von verschiedenenFaktoren ab:– Zwangspunkte vor und hinter der Fassade, die nicht be-

rührt werden dürfen (z. B. Gebäudestützen, gegen die dieFassade unter Windlast nicht anschlagen soll, s. Bild 4)

– maximal zulässige Klaffung und Kompression der Ver-glasungsfugen

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– Lagesicherung der Verglasung– zulässige Verwindung der Verglasung in den Übergangs-

bereichen zu steifen Anschlüssen (Fassadenrand, Tür-rahmen). Zwangsverwindungen können insbesondere beiIsoliergläsern, deren Randverbund nur eine begrenzteKaltverformung erlaubt, eine maßgebende Randbedin-gung darstellen.

Bei entsprechend sorgfältiger Planung sind Verformungenbis zu 1/40 der Fassadenspannweite möglich.

Beim Typ 2 werden Windsog- und Winddrucklastenjeweils durch Seile aufgenommen, die bereits in einen ent-sprechenden Polygonzug vorgeformt sind. Die erforder -lichen Vorspannkräfte können daher wesentlich geringersein als bei geraden Seilen. Die für den Polygonzug erfor-derlichen Seilumlenkkräfte können zwischen den Seilendurch Druckstäbe aufgenommen werden, so dass die be-kannten Fischbauchseilnetze entstehen.

Um die primären Seile (Seillänge l1) senkrecht in derVerglasungsebene zu stabilisieren, sowie zur Aufnahmevon ungleichmäßig verteilten Fassadenlasten, können sta-bilisierende Seile (Seillänge l2) in einem Winkel zu denprimären Seilen angeordnet werden. Sofern sich die Seil-längen in beiden Richtungen nicht wesentlich voneinan-der unterscheiden (ca. l2/l1 < 1,5), können auch beide Seil-richtungen als Tragseilrichtung eingeplant werden.

3.2 Seilendverankerungen

Neben den Verformungsbedingungen der Fassade könnenauch die Trag fähigkeit und die Steifigkeit der übergeord-neten Tragkonstruktion maßgebend für den Seilnetztypsein. Häufig können die erforderlichen hohen Vorspann-kräfte für gerade Seile nicht verankert werden. Um auchunter Temperaturänderungen und Anschlusspunktverfor-mungen die Seilvorspannungen in einem geringen Schwan-kungsbereich zu kontrollieren, können Ausgleichsfedernan den Seilendverankerungen eingesetzt werden.

Bild 4. Seilnetzfassade mitgeraden Seillinien (Typ 1):Hamad Medical City, Doha,QatarFig. 4. Cable net facadewith straight cable line(type 1): Hamad MedicalCity, Doha, Qatar

Bild 5. Seilnetzfassade mitpolygonaler Seillinie (Typ 2):Sony Center, BerlinFig. 5. Cable net facadewith polygonal cable line(type 2): Sony Center, Berlin

Bild 3. GSA/ISC-Schutzklassen für Fensterverglasungennach [12]Fig. 3. GSA/ISC performance conditions for window systemresponse [12]


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3.3 Glashalter

Die Verbindung zwischen der Verglasung und dem Seil-netz erfolgt punktuell. Spideranschlüsse mit Bohrungen inden Gläsern (Bilder 6 und 8) sind die bislang am häufigs-ten angewandte Form.

In den letzen Jahren zeigte sich ein deutlicher Trendzu geklemmten Verbindungen (Bilder 4, 7 und 9), für dieeine Bohrung der Gläser nicht erforderlich ist.

4 Seilnetzfassaden mit explosionshemmender Funktion4.1 Konventionelle Fassaden mit höchster Flexibilität

Seit den Anschlägen auf die World Trade Center Tower inNew York 2001 werden vermehrt explosionshemmendeSeilnetzfassaden errichtet. Als explosionshemmend kön-nen insbesondere Seilnetzfassaden mit geraden Seillinienausgebildet werden. Durch die Nachgiebigkeit dieses Fas-sadentyps können Explosionsdruckwellen besser „wegge-federt“ werden, und eine höhere aerodynamische Dämp-fung ist möglich. Für kleinere Explosionslasten kann be-reits ein ausreichender Schutz erzielt werden, wenn dieVerformungen in allen Details der Fassade aufgenommenwerden können. Ein Beispiel für eine in dieser Art ausge-bildete Fassade zeigt Bild 8.

4.2 Sonderfassaden mit speziellen Anschlüssen

Für höhere Lasten und/oder höhere Schutzanforderungensind spezielle Anschlüsse erforderlich, die die Spannungenund Kräfte in den Bauteilkomponenten verringern oder dieResttragfähigkeit des Systems vergrößern [13]. Ein Beispielfür diesen Fassadentyp zeigt Bild 9.

Während eine Druckwelle auf eine Fassade wirkt,können zwei Hauptphasen definiert werden, in denen ver-schiedene Anschlüsse aktiviert werden. In Bild 10 ist eineDefinition der Phasen dargestellt [14].

In Phase 1 trifft die Druckwelle auf die Glasscheibender Seilnetzfassade. Dabei werden die Glashalter aktiviertund die Kräfte an die Seile weitergeleitet. Durch Verwen-dung der in Abschnitt 4.3 beschriebenen plastisch verfor-menden Anschlüsse zwischen den Glasklemmen und denSeilen kann bereits in dieser Phase Explosionsenergie ab-sorbiert werden. Hierdurch resultieren geringere Oberflä-chenzugspannungen in den Gläsern und geringere Seil-kräfte als bei starren Kopplungen zwischen den Klemmenund den Seilen.

In Phase 2 steigen die Spannungen in den Gläsern so-wie die Seilkräfte weiter an. Für den Fall, dass die Glas-scheiben brechen, sorgen die im Abschnitt 4.4 beschriebe-nen Glasklemmhalter für die Lagesicherung der gebroche-nen Verbundglasscheiben. Die im Abschnitt 4.5 beschrie-benen Seilendverankerungen können in dieser Phase zueiner gezielten Energiedissipation beitragen und die maxi-malen Verankerungskräfte an der Haupttragstruktur be-grenzen.

4.3 Glasklemme-Seil-Anschluss

Der im Bild 11 dargestellte Anschluss zwischen der Glas-klemme und dem Seil ermöglicht durch die Umwandlungvon Bewegungsenergie in Verformungsenergie eine we-

Bild 7. Klemmanschluss,Chicago AirportFig. 7. Clamped connection,Chicago Airport

Bild 8. Explosionsgeschützte Seilnetzfassade Court SquareProject, Long Island, USAFig. 8. Explosion resistant cable net facade Court SquareProject, Long Island, USA

Bild 9. Explosionsgeschützte Eingangsfassade des WorldTrade Center Tower 7, New YorkFig. 9. Explosion resistant lobby facade of the World TradeCenter Tower 7, New York

Bild 6. Spideranschluss,Court Square Project, LongIsland, USAFig. 6. Spider connection,Court Square Project, LongIsland, USA


sentliche Reduzierung der Glasspannungen sowie der Seil-kräfte. So kann bereits in der Phase 1 entweder verhindertwerden, dass die Glasscheiben brechen oder dass im Falledes Glasbruchs sich Splitter mit zu großer Geschwindig-keit von der Verbundglasfolie lösen. Verformt wird einCrashkörper, z. B. aus Aluminiumschaum, der zwischender Glasklemme und der Seilklemme positioniert wird.Damit das Eigengewicht der Verglasung auch nach demAuslösen sicher übertragen wird, ist der zentrale Bolzenvon der Crashverformung entkoppelt.

4.4 Glasklemmhalter

Der im Bild 12 dargestellte Glasklemmhalter ermöglichteine wesentlich größere Resttragfähigkeit der Verglasung,nachdem beide Glasschichten gebrochen sind. Hierdurch

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können wesentlich höhere Lasten von der Verglasung auf-genommen werden bevor ganze Verbundglasscheiben he-rausbrechen, jedoch wirken so auch höhere Lasten auf dieSeile.

Bei diesem Anschluss wird eine perforierte Carbon-platte in die Glasscheibe mit einlaminiert. Die Carbon-platte ist durch Kevlarfäden biegeweich mit einem außer-halb der Glasscheibe liegenden Konus verbunden. DerKonus ist unter planmäßigen Einwirkungen lastfrei. Erstim Falle des Glasbruchs und einer größeren Verformungder Glasscheibe schlägt der Konus an den Klemmen an.

4.5 Seilendverankerungen

Gerade Seile erfordern eine entsprechend hohe axialeVorspannung, um die Verformungen unter Windlasten aufein vertretbares Maß zu beschränken. Unter Explosions-lasten besteht daher die Gefahr, dass die Seile überbean-sprucht werden und reißen. Die neu entwickelte und inBild 13 schematisch dargestellte Seilverankerung ist bis zueiner definierten Auslösekraft FA sehr steif, um unter plan-mäßigen Windlasten minimale Seilverformungen zu ge-währleisten.

Unter Explosionslasten löst die Seilendverankerungaus und ermöglicht eine kontrollierte Seillängung bei gleich-zeitiger Energiedissipation. Bei der im Bild 13 dargestell-ten Variante wird die Auslösekraft durch eine Sollbruch-stelle im primären Lastpfad bestimmt. Nach der Auslösungwird die axiale Zugkraft auf einen sekundären Lastpfadumgeleitet, in dem ein oder mehrere Crashkörper, z. B. ausAluminiumschaum, integriert sind. In den Crashkörpernwird eine aufnehmbare Fließkraft (Crashkraft) FC aktiviert,die kleiner ist als die Auslösekraft FA. Je geringer die Ver-festigung der Crashkörper ist, desto größer sind Crashver-formung bis zum Erreichen der Seilbruchkraft und diemögliche Dissipationsenergie, die definiert ist als Integralder Crashkraft über die Crashverformung.

Durch die neuen Seilendverankerungen werden so-mit zwei wesentliche Effekte erzielt: (1) signifikante Energiedissipation infolge großer plasti-

scher Verformungen der Seilendverankerung (2) Reduktion und Kontrolle der Seilkräfte und damit Re-

duktion und Kontrolle der Kräfte, die an die Rahmen-konstruktion weitergeleitet werden. Diese Aspekte wer-den in Abschnitt 5.4 noch genauer diskutiert.

Bild 10. Last- und Reaktionsphasen in explosionsschützen-den Seilnetzfassaden der Fa. Gartner/Permasteelisa [14]Fig. 10. Load and reaction phases in blast enhanced cablenet facades designed by Gartner/Permasteelisa [14]

Bild 11. Patentierter Glas-Seil-Anschluss vor und nach derplastischen Verformung [14]Fig. 11. Patented glass-cable-connector before and afterelasto-plastic deformation [14]

Bild 12. Patentierter Punkthalter [14]Fig. 12. Patented point fixing [14]

Seil-Glas-Anschluss

Punkthalter

plastischeVerformung


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Bei der Entwicklung geeigneter Seilendverankerungen stan-den im Vordergrund:– eine geringe Tragfähigkeitszunahme der Auslösesiche-

rung unter hohen Verzerrungsraten– eine geringe Streuung der Auslösekraft FA– eine geringe Streuung der Crashkraft FC und– eine möglichst hohe Energiedissipation (d. h. ein mög-

lichst ideal plastisches Verhalten nach der Auslösung).

Die neu entwickelten Seilendverankerungssysteme wurdenquasistatisch sowie mit realistischen Verformungsgeschwin-digkeiten getestet, wie sie unter Explosionslasten auftreten(1 m/s bis 5 m/s).

5 Entwicklung eines Bemessungstools

Das Tragverhalten von explosionshemmenden Seilnetzfas-saden ist äußerst komplex. Dies gilt insbesondere dann,wenn das nichtlineare Verhalten der in Abschnitt 4.5 dis-kutierten Seilendverankerungen berücksichtigt werden soll.

Im Rahmen eines gemeinsamen Projektes vom Lehr-stuhl für Baustatik der Universität der Bundeswehr in Mün-chen und Gartner Steel and Glass GmbH in Würzburgwurden die Abhängigkeiten der unterschiedlichen Para-meter untereinander bei einer normierten Explosionslastuntersucht. Die Ergebnisse wurden in ein mit MicrosoftExcel entwickeltes Bemessungstool umgesetzt [15], das vor

allem im Rahmen von Vorbemessungen und Parameter-studien zum Einsatz kommt.

5.1 Parameterauswahl

Als Belastungsszenario wurde die Schutzklasse GSA D(Tabelle 1) gewählt. Dies ist ein in den USA gebräuchlichesSchutzniveau für Gebäude mit erhöhten Sicherheitsanfor-derungen.

In Tabelle 3 sind die untersuchten Parameterkombi-nationen zusammengefasst. Zunächst wurden die fünf inBild 14 dargestellten idealisierten Kraft-Verformungs-Kur-ven für Seilendverankerungen (SEV) als Parameter fest -gelegt. Das Verhältnis von Auslösekraft zu Crashkraft be-trägt bei allen Seilendverankerungen 60 % (FA/FC = 0,6).Hierdurch wird sichergestellt, dass auch unter den in Ver-suchen bestimmten Streuungen der Kräfte die Auslöse-kraft höher ist als die Crashkraft.

Die fünf SEV-Varianten unterscheiden sich im plasti-schen Verfestigungsbereich (Bild 14). Bei SEV 1 ist dieSteifigkeit kpl doppelt so groß wie bei SEV 2. SEV 3 ver-fügt über ein ideal plastisches Fließplateau ohne Verfesti-gung. SEV 1, 2a und 3a verhalten sich plastisch ohne Ver-formungsbegrenzung. Bei SEV 2b und 3b hat sich dasCrashmaterial nach einer Grenzverformung von 200 mmvoll verdichtet und verhält sich danach wieder linear elas-tisch mit hoher Steifigkeit. Bei den Varianten SEV 2b und

Bild 13. Patentierte Seilendverankerung vor und nach Auslösung [14]Fig. 13. Patented cable-end-fitting before and after fuse breakage [14]

Bild 14. Idealisierte Kraft-Verformungs-Beziehungen der fünf Seilendverankerungen (SEV)Fig. 14. Idealized force-deflection curves of five cable end connectors (SEV)


3b ist die plastische Energiedissipation somit beschränkt.Die Varianten SEV 1, 2a und 3a sind geeignet, um die ma-ximal erforderliche plastische Grenzverformung zu ermit-teln. Basierend auf diesen Ergebnissen können dann dieentsprechenden Seilendverankerungen konstruiert werden,die über ein maßgeschneidertes Energiedissipations- undVerformungsvermögen verfügen.

Bei allen SEV-Varianten beträgt die Auslösekraft FAdas Doppelte oder Dreifache der Seilvorspannung V. Da-durch ist ein entsprechend steifer elastischer Anfangsbe-reich der Seilendverankerung sichergestellt. Die Vorspan-nung V hängt wiederum vom Seildurchmesser bzw. vonder Grenzzugkraft ZR,d des Seiles ab. Der Vorspanngradbeträgt üblicherweise zwischen 20 % und 60 % der Grenz-zugkraft ZR,d des Seiles. Aus diesem Grund wurden diedrei Vorspanngrade 0,2 ZR,d, 0,4 ZR,d und 0,6 ZR,d gewählt.Wie bereits dargestellt, ist bei geradlinig geführten Seilenzumeist eine hohe Seilvorspannung erforderlich, um dieVerformungen der Fassade zu begrenzen. Auf der anderenSeite müssen die hohen Vorspannkräfte von angrenzen-den Bauteilen (z. B. Rahmenkonstruktion) aufgenommenwerden. Dies ist frühzeitig bei der Planung des Gebäudeszu beachten.

Die Seildurchmesser werden vor allem in Abhängig-keit von der Belastung und von der Fassadenhöhe h fest-gelegt. Aus diesem Grund wurden den Seildurchmessernsinnvolle Fassadenhöhen h zugeordnet (Tabelle 3). Bei-

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spielsweise wird ein Seil mit dem Durchmesser 20,5 mmtypischerweise für Fassadenhöhen kleiner als 20 m gewählt.Insgesamt ergeben sich damit 16 sinnvolle Kombinationenvon Seildurchmesser und Fassadenhöhe (Tabelle 3), wo-bei in der vorliegenden Studie Fassadenhöhen zwischen12 m und 36 m betrachtet wurden.

Der horizontale Abstand der vertikalen Tragseile ent-spricht der Scheibenbreite sb. Hier wurden vier möglicheWerte zwischen 1,50 m und 3 m untersucht.

Insgesamt ergeben sich damit 1920 Kombinations-möglichkeiten der Parameter Seilendverankerung (SEV),Auslösekraft FA, Vorspannung V, Seildurchmesser d, Fas-sadenhöhe h und Scheibenbreite sb.

5.2 Modellbildung

Für die Simulationen wurde zunächst ein numerischesModell entwickelt, das die wesentlichen Phänomene ab-bildet (Bild 15). Um die Berechnungszeiten zu reduzieren,wurde die vertikal vorgespannte Seilnetzfassade schritt-weise durch Ersatzmodelle verschiedener Komplexität ab-gebildet. Zunächst wurde das am stärksten belastete vor-gespannte Seil mit den angrenzenden Glasscheiben alsStreifenausschnitt betrachtet (Bild 15a).

Die ersten Simulationen haben jedoch gezeigt, dassdie Berechnungsdauer in Anbetracht der durchzuführen-den Parameterstudien trotz dieser Vereinfachung einennicht akzeptablen Wert annimmt. Daraufhin wurden dieGlasscheiben und die Glashalter durch entsprechende Er-satzmassen Mn abgebildet (Bild 15b). Die eingeführten Er-satzmassen Mn sind abhängig von der Scheibenhöhe sh,von der Scheibenbreite sb, von der Dichte und der Dickeder Glasscheiben sowie vom Gewicht des Glashalters.

Man erkennt in Bild 15 auch die als Feder dargestell-ten Seilendverankerungen. Diesen Federn wurde ein nicht-lineares Kraft-Verformungs-Verhalten zugeordnet, um diein Bild 14 dargestellten Kraft-Verformungs-Beziehungen

Bild 15. Untersuchte Modelle [15]Fig. 15. Studied models [15]

Tabelle 3. Übersicht der untersuchten Parameter und dersich daraus ergebenden Kombinationen bzw. erforderlichennumerischen SimulationenTable 3. Overview of analyzed parameters and requiredcombinations and numerical simulations

Typ FA V d h sbSEV kN kN mm m m

SEV 1 2 · V 0,2 · ZR,d 20,5 12 1,5

SEV 2a 3 · V 0,4 · ZR,d 18 2,0

SEV 2b 0,6 · ZR,d 24,1 12 2,5

SEV 3a 18 3,0

SEV 3b 24

28,6 18

24

30

32,1 18

24

30

36

36,6 18

24

30

36

Anzahl Kombinationen:

5 2 3 16 4

→ insgesamt 1920 Simulationen


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der untersuchten Seilendverankerungen abbilden zu kön-nen.

Üblicherweise wird ein offenes Spiralseil nach DINEN 12385 [16] aus Edelstahl verwendet. Eine Auswahl ty-pischer Spiralseiltypen und die dazugehörigen Eigenschaf-ten ist in Tabelle 4 dargestellt. Aufgrund der verwendetenSeilendverankerungen ist sichergestellt, dass sich das Seilstets im elastischen Bereich verformt. Aus diesem Grundwurde in den Berechnungen ein isotropes, linear elastischesMaterialmodell (E-Modul 130 GPa) für das Spiralseil an-gesetzt.

Für die Verbundsicherheitsglasscheiben (VSG) wur-den eine konstante Scheibenhöhe von 2 m, eine variableScheibenbreite sb zwischen 1,50 m und 3 m und eineScheibendicke von 2 × 12 mm angenommen. Das struk-turdynamische Verhalten der VSG-Scheiben wurde imRahmen dieser Studie nicht untersucht. Lediglich dieMasse und damit die Abmessungen der Scheiben sind fürdie Strukturantwort der Seilnetzfassade zu berücksichti-gen (Ersatzmodell Bild 15b).

Soll das dynamische Verhalten der Glasscheiben in-klusive Versagen mit berechnet werden, so müssen dieVSG-Scheiben durch Schalen- oder Volumenelemente un-ter Berücksichtigung entsprechender Materialmodelle mitmodelliert werden. Die notwendigen Berechnungszeitensteigen erheblich, so dass sich auch der Wechsel von einemimpliziten Berechnungsverfahren (z. B. mit Sofistik, Ab-schnitt 5.3) zu einem expliziten Zeitintegrationsverfahrenanbietet, z. B. mit LS-Dyna oder Ansys Autodyn. DieseMöglichkeiten der vollständigen Abbildung des dynami-schen Verhaltens einer Seilnetzfassade inklusive Versagenwerden zurzeit von den Verfassern untersucht.

5.3 Dynamische Analysen

Insgesamt wurde also das dynamische Verhalten von 1920verschiedenen Seilnetzfassaden unter der normierten Ex-plosionsbelastung GSA D untersucht. Die numerischenSimulationen wurden mit dem FEM-Programm Sofistik[18] durchgeführt.

Für die dynamischen Analysen bietet Sofistik verschie-dene direkte Integrationsverfahren an. Im Rahmen dieserStudie wurde ein Verfahren mit einer guten numerischenDämpfung hoher Frequenzen gewählt (Kombination ausder Wilson-θ-Methode und der Newmark-Methode). Fürnähere Erläuterungen dieser impliziten Berechnungsver-fahren sei auf [18] und [19] verwiesen.

Als Berechnungsdauer wurde die halbe Periodendauergewählt, da die maximale Verformung der Seilnetzfassadebei der gewählten Explosionsbelastung innerhalb der erstenhalben Schwingungsperiode auftritt. Wird das Tragverhal-ten unter einer Detonationsbelastung mit einem vollstän-digen reflektierten Druck-Zeit-Verlauf unter Berücksichti-gung der Sogphase untersucht, so muss die Berechnungs-zeit deutlich länger gewählt werden, da die Sogphase längerandauert als die Überdruckphase und die maximale Ver-formung der Seilnetzfassade nicht in der ersten Schwin-gungsperiode auftreten muss ([6], [11]).

Mit Hilfe einer Modalanalyse wurde deshalb zunächstdie erste maßgebliche Eigenfrequenz bestimmt. Der Kehr-wert der Eigenfrequenz ist die Periodendauer T.

Die Überdruckphase der Explosionsbelastung wurdemit 50 Zeitschritten abgebildet (Zeitschrittweite Δt =td,lin/50). Um die Genauigkeit der Ergebnisse zu gewähr-leisten, wurde dieser Zeitschritt auch für die weitere Be-rechnung beibehalten. Aus Gründen der numerischen Sta-bilität wären auch größere Zeitschritte möglich.

5.4 Ausgewählte Ergebnisse

Im Folgenden werden einige ausgewählte Untersuchungs-ergebnisse diskutiert. Schwerpunkt der Ergebnisauswahlist die Darstellung des Einflusses der unterschiedlichenSEV-Varianten auf die Verformungen der Fassade und desCrashmaterials der Seilendverankerung.

Prinzipiell nehmen die Eigenfrequenzen mit zuneh-mender Fassadenhöhe ab, während eine höhere Vorspan-nung wiederum zu einer Erhöhung der Eigenfrequenzenführt. Je höher die Eigenfrequenzen, desto steifer reagiertdas System und desto geringer werden bei einer definier-ten impulsartigen Belastung die Verformungen. Die ersteEigenfrequenz einer Seilnetzfassade liegt je nach Vorspan-nung, Seildurchmesser, Fassadenhöhe und Scheibenbreiteim Bereich zwischen 0,5 und 3 Hz. Vor allem bei den Rand-scheiben dominieren jedoch höherfrequente Schwingun-gen, was bei der Bemessung berücksichtigt werden muss.

Größere Seilvorspannungen führen zu einer Verstei-fung des Systems und damit zu einer Reduktion der Ver-formungen der Fassade. Die Verformungen werden aberauch maßgeblich durch die verwendeten Seilendveranke-rungen beeinflusst. Eine höhere Auslösekraft der Seilend-verankerung führt zu einer späteren Auslösung der Sei-lendverankerung und damit ebenfalls zu einer Verringe-rung der Fassadenverformung. Je größer die Breite derGlasscheiben (bzw. der Abstand der vertikalen Seile), destogrößer wird die abzutragende Masse pro Seil. Dies führtzu geringeren Eigenfrequenzen und damit zu einer Zu-nahme der maximalen Fassadenverformungen.

In Bild 16 sind die maximalen Verformungen in Fas-sadenmitte in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe undvom Seildurchmesser für die Seilendverankerung SEV 1dargestellt, wobei die Auslösekraft FA doppelt so groß wiedie Vorspannung gewählt wurde. Das Seil wurde mit 40 %der Seil-Grenzzugkraft vorgespannt.

Die Verformung in Fassadenmitte nimmt annäherndproportional zur Fassadenhöhe zu. Als pragmatische Grenz-werte der zulässigen Durchbiegungen wurden hier defi-niert: für Explosionslasten h/10 und für Windlasten h/50.Die Grenze h/10 gilt üblicherweise für explosionshem-

Tabelle 4. Eigenschaften von Spiralseilen [17]Table 4. Properties of spiral strand ropes

Bez. Durch- Bruch- Grenz- metall. Typmesser kraft zugkraft Querschnitt

d ZB,k ZR,d Ammm kN kN mm2

PE 30 20,5 298 180 246 1 × 37

PE 45 24,1 409 248 338 1 × 61

PE 60 28,6 578 350 477 1 × 61

PE 70 32,1 730 442 602 1 × 91

PE 100 36,6 945 573 780 1 × 91


mende Seilnetzfassaden ohne spezielle Seilendverankerun-gen. Aufgrund der lokalen plastischen Verformungen derneu entwickelten Seilendverankerungen kann das Limith/10 nicht ohne weiteres auf die neu entwickelten Systemeübertragen werden.

Mit zunehmendem Seildurchmesser erhöht sich eben-falls die Grenzzugkraft ZR,d des Seiles. Dadurch vergrö-ßern sich aufgrund der gewählten Parameterabhängigkei-ten (Abschnitt 5.1) auch die Seilvorspannung und die Aus-lösekraft FA der Seilendverankerung. Dies führt zu einerVersteifung des Systems und damit zu einer Abnahme derVerformungen.

Bei Verwendung der Varianten SEV 2a und 2b wer-den die Verformungen der Fassade größer, da die Seilend-verankerungen SEV 2a und 2b nach Auslösung über einegeringere Steifigkeit im plastischen Bereich verfügen alsdie Seilendverankerung SEV 1 (Bild 14).

In Bild 17 sind die maximalen Verformungen in Fas-sadenmitte in Abhängigkeit von Fassadenhöhe und Seil-durchmesser bei Verwendung der SeilendverankerungSEV 3a dargestellt. Die Verformungen in Fassadenmittesind für alle dargestellten Seildurchmesser um ca. 250 mmgrößer als bei Verwendung der Seilendverankerung SEV 1.Für die Seildurchmesser 20,5 mm und 24,1 mm liegen dieKurven teilweise außerhalb der hier definierten zulässigenGrenze von h/10 für Explosionsbelastungen. Die großenVerformungen in Fassadenmitte sind jedoch auf die grö-ßeren Verformungen des Crashmaterials in der Seilend-verankerung zurückzuführen. Durch die plastische Verfor-mung des Crashmaterials wird aber auch ein bedeutenderAnteil der Explosionsenergie dissipiert.

Die Seilendverankerung SEV 3b verfügt über ein idealplastisches Fließplateau ohne Verformungsbegrenzung, waseine deutlich größere Energiedissipation erlaubt. Dies hatjedoch zur Folge, dass die Verformungen in Fassadenmittesignifikant ansteigen. Die berechneten Verformungen sindin Bild 18 dargestellt.

Ein wesentlicher Dimensionierungsparameter ist diezulässige Grenzverformung ulim (Bild 13) der Seilendver-

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ankerung. Nach dem Überschreiten von ulim ist die Kom-pression des Crashmaterials abgeschlossen. Eine unendli-che Verformung des Crashmaterials – so wie es bei SEV 2aund 3a angenommen wird – ist baupraktisch nicht reali-sierbar. Aus diesem Grund wurde für die Seilendveranke-rungen SEV 2b und 3b die Grenzverformung ulim = 200 mmfestgelegt. Bei ulim ist das Crashmaterial maximal verdich-tet. Weiterhin ist es wichtig, ulim auf die Geometrie derSeilnetzfassade so abzustimmen, dass sich die Seilnetzfas-sade unter Explosionsbelastungen ausreichend verformenkann, um genügend Energie zu dissipieren.

Im Umkehrschluss kann mit den Seilendverankerun-gen SEV 1, 2a und 3a die erforderliche Grenzverformungfür eine definierte Seilnetzfassade ermittelt werden. Bei-spielsweise sind in den Bildern 19 und 20 die Verformun-gen der Seilendverankerungen in Abhängigkeit vom Seil-

Bild 16. Seilendverankerung SEV 1: Maximale Verformungin Fassadenmitte in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe hund vom Seildurchmesser d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)Fig. 16. Cable end connector SEV 1: Maximum façade centerdeflection depending on façade height h and cable diameterd (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)

Bild 17. Seilendverankerung SEV 3a: Maximale Verformungin Abhängigkeit von der Fassadenhöhe h und vom Seil-durchmesser d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)Fig. 17. Cable end connector SEV 3a: Maximum façade cen-ter deflection depending on façade height h and cable dia-meter d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)

Bild 18. Seilendverankerung SEV 3b: Verformung in Fassa-denmitte in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe h und vomSeildurchmesser d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)Fig. 18. Cable end connector SEV 3b: Maximum façade center deflection depending on façade height h and cablediameter d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)


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durchmesser für eine 18 m hohe Seilnetzfassade mit 1,50 mbreiten Scheiben dargestellt.

Die Verformung des Crashmaterials ist bei sich implastischen Bereich versteifenden Crashmaterial (SEV 1,2a, 2b, Bild 19) deutlich geringer als bei Verwendung einesideal plastischen Crashmaterials (SEV 3a, 3b, Bild 20). Mitzunehmender Vorspannung nehmen die Verformungen derSeilendverankerung SEV 3a deutlich ab, während die Ver-formung der Seilendverankerung SEV 3b auf etwa 200 mmbegrenzt ist (Bild 20). Für einen Seildurchmesser von28,6 mm ergibt sich bei 40 % Vorspannung eine erforder -liche Grenzverformung von ca. 525 mm. Bei 60 % Vor-spannung sinkt dieser Wert auf ca. 350 mm. Dies sind dieerforderlichen Verformungen, die im Crashmaterial derSeilendverankerung aufnehmbar sein sollten.

5.5 Diskussion

Durch die Verwendung der Seilendverankerungstypen alsdissipative Elemente wird ein duktiles Verhalten der Seil-netzfassade unter Explosionsbelastungen gewährleistet. Da-bei erfolgt die Bildung plastischer Gelenke im vordefinier-ten duktilen Bereich (Crashmaterial) der Seilendveranke-rungen, während die Seile im elastischen Bereich ver-bleiben. Dadurch werden unbekannte plastifizierte Stellenin der Seilnetzfassade verhindert, und es wird eine höherepassive Sicherheit gegen sprödes Versagen erreicht.

Die Beanspruchung in der Fassade wird bei der Sicherstellung der erforderlichen Crashköperstauchung(Grenzverformung) begrenzt. Wird eine zu niedrige Grenz -verformung gewählt, so führt dies nach dem Anschlag desCrashmaterials zu einer Versteifung und einer deutlichenSteigerung der Kräfte in der Seilendverankerung und da-mit im Seil. Insbesondere bei den SeilendverankerungenSEV 3a und 3b treten sehr große Verformungen in derFassadenmitte auf. Diese Verformungen sind zum Teil auchdeutlich größer als die hier zulässig definierte Verformungvon h/10 (Bild 18). Dies bedeutet jedoch nicht zwangsläu-fig, dass die großen Durchbiegungen auch zu großen Be-anspruchungen führen, da die Fassadendurchbiegung vorallem auf eine plastische Verformung des Crashmaterialsder Seilendverankerung zurückzuführen ist. Damit tritt dieVerformung an einer bekannten und entsprechend dimen-sionierten Stelle in der Fassade auf. Die relativen Verfor-mungen zwischen den Seilen und Scheiben sind wesent-lich geringer. Damit sind die Beanspruchungen in der Seil-netzfassade trotz der großen Verformungen begrenzt. Diesgilt zum einen für die Kräfte im Seil und zum anderen fürdie Spannungen im Glas und in den verschiedenen Ver-bindungsmitteln.

Durch die Reduktion der Seilkräfte werden auch dieAuflagerkräfte geringer, die an die Rahmenkonstruktionweitergeleitet werden. Durch die Verwendung der neuenSeilendverankerungen wird somit auch die Beanspruchungder angrenzenden Bauteile kontrolliert und reduziert.

Die Crashmaterialen sollten über eine möglichst hoheCrashkraft bei einem gleichzeitig möglichst ausgeprägtenplastischen Fließbereich verfügen. In Rahmen der numeri-schen Untersuchungen wurde ein Verhältnis der Mittel-werte von Auslösekraft FA zu Crashkraft FC von 0,6 ge-wählt. Dieser Wert zeigte sich als umsetzbar in den experi-mentellen Untersuchungen der Fa. Gartner. Je höher diesesVerhältnis ist, desto höher ist das Dissipationsvermögen derSeilendverankerung.

Die begleitenden experimentellen Untersuchungen ha-ben gezeigt, dass ein ideal plastisches Verhalten auch un-ter höheren Verzerrungsraten nur bedingt umsetzbar ist.Je nach Materialwahl ist eine mehr oder weniger ausge-prägte Verfestigung zu beobachten. Die Variante SEV 1entspricht einem eher steifen Verhalten nach Auslösung,während sich die Varianten SEV 2a und 2b deutlich wei-cher verhalten (Bild 14). Durch Verwendung von Reibplat-ten anstelle von Crashmaterial kann ein fast ideal plasti-sches Verhalten nach der Auslösung sichergestellt werden(Varianten SEV 3a und 3b). In den Versuchen zeigte sichdann jedoch eine größere Streuung der Crashkraft FC.

Im Einzelfall empfiehlt sich tendenziell, das weichereCrashmaterial (Varianten SEV 2a und 2b) einzubauen, weil

Bild 19. Seilendverankerungen SEV 1, 2a und 2b: Verfor-mung Crashmatererial in Abhängigkeit vom Seildurchmesserd für 40 % Vorspannung (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)Fig. 19. Cable end connectors SEV 1, 2a and 2b: Deforma-tion crash material depending on cable diameter d for 40 %pre-stress (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)

Bild 20. Seilendverankerungen SEV 3a und 3b: VerformungCrashmaterial in Abhängigkeit vom Seildurchmesser d fürverschiedene Vorspanngrade (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V)Fig. 20. Cable end connectors SEV 3a and 3b: Deformationcrash material depending on cable diameter d for differentpre-stress levels (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V)


dieses mehr Energie absorbieren kann als die steifere Va-riante SEV 1.

Beim steiferen Material wird weniger Energie gespei-chert und dadurch werden die Beanspruchungen in denSeilen und Scheiben größer.

Des Weiteren ist eine möglichst genaue Bestimmungder Auslösekraft FA wichtig. Zusätzlich sollte die Auslöse-kraft an die Geometrie der Seilnetzfassade angepasst sein,damit die Seilendverankerung unter Explosionsbelastun-gen bei steigenden Seilkräften im entscheidenden Momentausgelöst wird. Sonst ist ein duktiles Verhalten der Seil-netzfassade nicht gewährleistet, und die zu übertragendenKräfte in den Seilen können zu groß werden, und das Sys-tem versagt.

5.6 Bemessungstool mit Microsoft Excel

Die umfangreichen Untersuchungsergebnisse wurden inein mit Excel entwickeltes Bemessungstool implementiert.Bild 21 zeigt einen Screenshot des Programms. Die Ergeb-nisse wurden als Datentabelle hinterlegt und nach Ein-gabe der Parameter Fassadenhöhe, Seilendverankerung(Typ und Auslösekraft), Seilvorspannung, Seildurchmes-ser und Scheibenbreite werden die folgenden Ergebnisseausgegeben: Verformung in Fassadenmitte, Verformung desCrashmaterials der Seilendverankerung und erste Eigen-frequenz der Seilnetzfassade. Das Programm führt keineeigene Berechnung durch, sondern gibt die Ergebnisse aufBasis der durchgeführten numerischen Simulationen zu-rück. Zusätzlich werden die Ergebnisse auf Wunsch in Dia-grammform dargestellt. Die Ergebnisse werden dabei in Ab-hängigkeit von einem frei wählbaren Parameter Seildurch-messer, Fassadenhöhe, Scheibenbreite, Auslösekraft derSeilendverankerung oder Seilvorspannung dargestellt. DasBemessungstool ist abgestimmt auf die in Abschnitt 4.5beschriebenen und von Gartner Steel and Glass GmbHpatentierten Seilendverankerungen.

Das Bemessungstool wurde bisher nur für vertikalvorgespannte Seilnetzfassaden bei einem Explosionssze-

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nario gemäß Schutzklasse GSA D entwickelt. Die Erwei-terung auf andere Belastungsszenarien oder zweiachsigvorgespannte Seilnetzfassaden ist möglich.

6 Zusammenfassung

Es gibt verschiedene Möglichkeiten, Explosionslasten zuermitteln. Insbesondere den numerischen Berechnungs-verfahren kommt eine immer größere Bedeutung zu. Gleich-zeitig werden seit einigen Jahren vermehrt (normierte) Ex-plosionsszenarien gefordert.

Seilnetzfassaden mit geradlinig geführten Seilen wei-sen bereits unter Windbelastungen hohe Verformungen auf.Unter Explosionslasten können bei sorgfältig geplantenDetails die Verformungen noch um ein Vielfaches gesteigertwerden, ohne dass es zu einem Herausfallen der Scheibenoder zu einem Reißen der Seile kommt. Dieser Fassaden-typ ist daher prädestiniert, um Druckwellen wegzufedernund eine hohe Schutzfunktion für Personen hinter derFassade zu gewährleisten.

Wesentliche Systemoptimierungen sind in den Glas-lagerungen, den Verbindungen zwischen den Glaslagerun-gen und der Seile sowie in den Seilendanschlüssen mög-lich. Durch elasto-plastische Komponenten in den Verbin-dungen zwischen den Glaslagerungen und den Seilenwerden die Spannungen in den Gläsern und die Kräfte inden Seilen stark reduziert. Sollten die Gläser dennochbrechen, sind die Geschwindigkeit der ablösenden Splitterund somit die Schäden wesentlich geringer. Damit gebro-chene Verbundglasscheiben in der Fassade hängen bleiben,können resttragfähige Glaslagerungen verwendet werden.Bei der hier vorgestellten Variante wird eine Platte in dieVerbundfolie einlaminiert und mit der Seilklemme mecha-nisch verbunden.

Um die Seile und die Randeinfassung der Fassade vorÜberlastungen zu schützen, können auch die Seilendver-ankerungen elasto-plastisch ausgeführt werden. Die hierdargestellten Varianten besitzen eine Sollbruchstelle, diebei einer definierbaren Auslösekraft bricht, wodurch die

Bild 21. Screenshot des entwickelten Excel-Bemessungstools [15]Fig. 21. Screenshot of the developed design tool with Excel [15]


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Seilkraft auf einen Crashkörper umgeleitet wird. Dadurchbildet sich ein plastisches Zugkraftgelenk in der Seilend-verankerung, während die Seile im elastischen Bereich ver-bleiben. Unbekannte plastifizierte Stellen in der Seilnetz-fassade werden so vermieden, und es wird eine höherepassive Sicherheit gegen Versagen erreicht.

In einer Parametervariation wurden verschiedensteFassaden numerisch untersucht. Die Ergebnisse sind inein Bemessungstool auf Excel-Basis eingeflossen, mit demschnell Lösungen für die Vordimensionierung von energie-absorbierenden Seilendverankerungen ermittelt werdenkönnen.

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[16] DIN EN 12385: Drahtseile aus Stahldraht – Sicherheit –Teil 1: Allgemeine Anforderungen. Deutsche Fassung EN12385-1:2002 (A1:2008).

[17] Seilbaukatalog: Pfeiffer Seil- und Hebetechnik GmbH,Memmingen, 2010.

[18] FEM Software Sofistik Version 2010, Sofistik AG, Ober-schleißheim, 2010.

[19] Bathe, K. J.: Finite-Elemente-Methoden. Berlin: Springer-Verlag 1986.

Autoren dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. Frank Wellershoff, [email protected],Gartner Steel and Glass GmbH,Beethovenstraße 5,97080 Würzburg,seit Oktober 2011 HafenCity Universität Hamburg, Professur für Fassadensysteme und Gebäudehüllen

Prof. Dr.-Ing. Norbert Gebbeken, [email protected],Dipl.-Ing. Martien Teich, [email protected],Dipl.- Ing. Gordon Nehring, Institut für Mechanik und Statik,Fakultät für Bauingenieur- und Vermessungswesen,Universität der Bundeswehr München,Werner-Heisenberg-Weg 39,85577 Neubiberg


26 © Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 81 (2012), Heft 1

Fachthemen

Beim Einsatz von Betondübeln in Bauwerken unter nichtruhenden Beanspruchungensind hinreichende Erkenntnisse zum Ermüdungsverhalten erforderlich. Auf der Grund-lage experimenteller Untersuchungen wurde unter Verwendung von Rechenansätzendes örtlichen Konzepts ein Berechnungsprinzip erarbeitet, welches einen zuverlässigenNachweis gegen Versagen durch Werkstoffermüdung gestattet. Der vorliegende Beitragschließt an den ersten, im Dezember 2011 erschienen Beitrag [28] an.

The application of concrete dowels in composite constructions (Part 2) – Dynamic load-ing. Substantial understanding of fatigue properties of concrete dowels promotes appli-cations of such composite structures in a non stationary load environment. Hence a cal-culation procedure was developed based on push-out tests, beam tests and numericalanalysis of peak stress in order to provide a safe design against fatigue failure. This pa-per follows the first part, which was published at the end of 2011 [28].

und Stahl bestimmt, so dass zutref-fende Aussagen nur auf der Basis vonErkenntnissen aus Ermüdungsversu-chen zu gewinnen sind.

3.2 Experimentelle Untersuchungenzum Ermüdungsverhalten

Ein standardisierter Nachweis zur Er-müdungssicherheit von Betondübelnliegt bisher nicht vor und eine Ein-gruppierung in publizierte Kerbfällenur durch Analogiebetrachtungen istzwangsläufig mit Unsicherheiten be-haftet. Um das Ermüdungsverhaltenvon Betondübeln beurteilen zu kön-nen, wurden deshalb zunächst expe -rimentelle Untersuchungen an Push-Out-Körpern durchgeführt. Da eine zu-treffende Übertragbarkeit von Ergeb-nissen aus Push-Out-Tests auf Tragsys-teme nicht zwangsläufig vorausgesetztwerden kann, war die Interaktion zwi-schen lokaler Lasteinleitung und glo-baler Tragwirkung an Trägerversuchenzu analysieren. Für eine Evaluierungder Ermüdungseigenschaften stehenzum gegenwärtigen Zeitpunkt die Er-gebnisse von 43 Push-Out-Versuchenund 16 Trägerversuchen zur Verfü-gung. Hierbei wurden Fertigungspara-meter, wie die Aussparungsgeometriein Form und Größe, die Betongüte,die Betongurtdicke, die Betonüber-deckung, die Dübelbewehrung und dieBlechdicke variiert. Die Wahl der denVersuchen zugrundeliegenden Last-kollektive richtete sich nach den je-weiligen Untersuchungszielen. Das be-zogene Oberlastniveau λ0 wurde da-bei als Quotient von der aufgebrach-ten Oberlast Po und der mittlerentheoretischen quasi-statischen TraglastPstat definiert. So dienten Versuchemit hohem Oberlastniveau (λ0 > 0,70)dem Zweck, ein Versagen zu provo-

Ingbert MangerigRobert WagnerSascha BurgerOtto WurzerCedrik Zapfe

Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 2) –Nichtruhende BeanspruchungHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

3 Betondübel unter nicht ruhenden Einwirkungen

3.1 Allgemeines

Als Voraussetzung für einen Einsatzvon Betondübeln in Brücken- oderIndustriebauwerken, bei denen ne-ben der vorwiegend ruhenden Bean-spruchung aus ständigen Einwirkun-gen zusätzlich ermüdungsrelevanteKomponenten aus zeitlich veränder -lichen Lasten auftreten, muss eine zu-verlässige Beurteilung der Dauerhaf-

tigkeit ermöglicht werden. Als Ziel istdie Formulierung eines zutreffendenNachweises zur Bestimmung der Si-cherheit gegen Ermüdungsversagenzu verfolgen. Zwar gestatten geltendeRegelwerke durch die Begrenzungvon Spannungsschwingbreiten eineAbschätzung der Ermüdungssicher-heit für die Einzelkomponenten Stahlund Beton, allerdings wird das Trag-verhalten im Bereich der Stahlaus-nehmungen von komplexen Wechsel-wirkungen (Bild 21) zwischen Beton

DOI: 10.1002/stab.201201512

Bild 21. Vergleichsspannungen im Stahldübel (oben) und äquivalente Lasten -einleitung (unten) [19]Fig. 21. Effective stresses in the steel dowel (up) and equvialent load introduction(below) [19]

08_026-031_Mangerig (1512)_000-000_Ziegler (3sp).qxd 23.12.11 09:09 Seite 26

27Stahlbau 81 (2012), Heft 1

I. Mangerig/R. Wagner/S. Burger/O. Wurzer/C. Zapfe · Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 2) – Nichtruhende Beanspruchung

zieren, um den Schadensmechanismusaufzuzeigen, mittlere Beanspruchun-gen (0,40 ≤ λ0 ≤ 0,70), um das realeVerhalten einzuordnen, wie es sich auf-grund einer Berechnung unter Einbe-ziehung von Sicherheitsbeiwerten er-gibt, oder niedere Belastungshorizonte(λ0 < 0,40), um das Schlupfverhaltenauf Relevanz hin zu prüfen.

Eine zutreffende Beschreibungdes Ermüdungsverhaltens von Beton -dübeln kann alleine auf der Basis vonPush-Out-Versuchen nur angenähertgelingen. Es sind zusätzliche Schwing-versuche an Verbundträgern erforder-lich. Ein wesentlicher Grund für dieseForderung ist, dass insbesondere beiden Varianten mit obergurtlosen Stahl-trägern die Überlagerung aus Haupt-tragwirkung und lokaler Lasteinleitungeine ausschließlich an den örtlichenEffekten orientierte Betrachtung nureingeschränkt zulässt. Abhängig vomVerhältnis des Traganteils des Stahl-profils zur Tragfähigkeit des Gesamt-querschnitts können die Beanspruch-barkeiten der einzelnen Betondübelzur Aufrechterhaltung des Gleich -

gewichts lokal begrenzt Umlagerun-gen hervorrufen, die sich durch einenlastwechselzahlabhängigen Schlupf-zuwachs auch vergrößern können.

Die Trägertests (Bild 22) wurdenin vier Serien mit insgesamt 16 Ver -suchen unterschiedlicher Parameter-konfiguration durchgeführt. In zweiVersuchsserien wurden Träger mitdem Betongurt im Druckbereich undbei zwei Serien im Zugbereich getes-tet [22]. Die Notwendigkeit von Trä-gern mit gezogenem Betongurt ergabsich aus der Zielvorgabe einer breitenAnwendungsmöglichkeit für Beton-dübel auch für Durchlaufsysteme. In-nerhalb der vier Serien wurden dieVerdübelungsgrade durch die Anzahlder eingebrachten Betondübel verän-dert. Die Verbundmittel wurden durch-weg äquidistant angeordnet. Getestetwurde auf unterschiedlichen Mittel-lastniveaus bei verschiedenen Last -amplituden. Neben konstanten Bean-spruchungskollektiven wurden dieAuswirkungen von mehrstufigen Testsauf das Ermüdungsverhalten unter-sucht [22], [20] und [23].

3.2.1 Beobachtete Schadensszenarienbei Push-Out-Versuchen

Als Schädigungsarten während derzyklischen Tests an Push-Out-Testskonnten Risse im Beton (Bild 23) unddas Baustahlversagen an der Dübel-aussparung (Bild 24) identifiziert wer-den. Die Risse im Beton wurden aneinem einzigen Versuchskörper an denInnenflanken beobachtet, hatten aberkeinen Einfluss auf die ertragbare Last-spielzahl. Die Oberlast lag bei diesemVersuch oberhalb der Gebrauchslastenund bei 80 % der mittleren theoreti-schen Tragfähigkeit.

3.2.2 Resttragvermögen von zyklisch be-anspruchten Push-Out-Versuchen

Eine wesentliche Erkenntnis aus denErmüdungsversuchen an Push-Out-Tests war die Resttragfähigkeit nachzyklischer Einwirkung. Nach versa-gensfreiem Durchlaufen der Ermü-dungstestphase wurden die Push-Out-Versuche einem statischen Tragver-such unterzogen, um Aufschlüsse über

Bild 22. Übersicht Versuchsaufbau für Ermüdungstests mit dem Stahlprofil in der ZugzoneFig. 22. Overview test setup fatigue tests with tensioned steel profile


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das Resttragvermögen zu erhalten. Ge-nerell wiesen diese Versuche ein un-mittelbar vergleichbares Last-Verfor-mungs-Verhalten auf, wie die Versucheohne vorherige zyklische Belastung.Das experimentell ermittelte Tragver-mögen zeigte bei sämtlichen Versu-chen eine gute Korrelation mit demfür vorwiegend ruhend beanspruchteEinwirkungen geltenden Berechnungs-ansatz. In Bild 25 sind die Versuche

Bild 24. Ermüdungsrisse im StahlblechFig. 24. Fatigue cracks

Bild 25. Statisches Resttragvermögen nach zyklischer Vorbelastung [5]Fig. 25. Residual static capacity after cyclic pre-loading [5]

Bild 23. Betonausbrüche am DübelfußFig. 23. Cone fracture at the dowel base

zur Ermittlung des Resttragvermögensder Grundgesamtheit der ausschließ-lich statisch getesteten Versuche inForm eines Pt/Pe-Diagramms gegen-übergestellt. Auf der Abszisse sind dietheoretischen Erwartungswerte undauf der Ordinate die experimentellverifizierten Werte des Tragvermögensaufgetragen. Die Einordnung der Ver-suche zum Resttragvermögen in denexperimentellen Gesamtkontext (graueSymbole) zeigt, dass eine übermäßigeSchädigung durch die Ermüdungs -beanspruchung nicht stattgefundenhat. Statistisch belegt wird dies in [22]durch einen nichtparametrischen Test.Vergleichbare Resttragfähigkeiten er-gaben sich bei entsprechender Ver-suchsdurchführung mit Push-Out-Versuchen auch bei Anwendung vonhochfestem Beton [18]. Basierend aufdiesen Ergebnissen wäre bei alleini-ger Betrachtung von Push-Out-Testseine Trennung der Nachweise zur sta-tischen Tragfähigkeit und Ermüdungs-festigkeit möglich. Gleichwohl ist dannzwingend vorauszusetzen, dass in rea-

len Tragstrukturen den Push-Out-Testsvergleichbare Beanspruchungen vor-liegen, der Einfluss aus der Haupttrag-wirkung im Bereich der Dübel alsogering bleibt.

3.2.3 Aus Push-Out-Tests abgeleitetesVerformungsverhalten unter zyklischer Belastung

Generell kann durch alle Versuchedas über die Lastwechselzahl festge-stellte Verhalten einer mehr oder we-niger ausgeprägten Fortschreitung derRelativverschiebung zwischen Stahlund Beton (Bilder 26 und 27) bestä-tigt werden.

Auf Grundlage der vorliegendenDatenbasis ist es in [5] und [22] gelun-gen, den Schlupffortschritt zu quanti-fizieren. Die Anwendbarkeit dieserAnsatzfunktion auf großmaßstäblicheVersuche konnte nachgewiesen wer-den.

Im Hinblick auf eine nichtlineareBerechnung von Verbundsystemenunter Berücksichtigung der Nachgie-bigkeit von zyklisch belasteten Beton -dübeln kommt neben der Schlupfent-wicklung der Kenntnis der Dübelstei-figkeiten bzw. der zyklischen Dübel-kennlinie eine besondere Bedeutungzu. Im Rahmen der Erforschung desErmüdungsverhaltens von Beton -dübeln wurde hierzu ein tri- bzw. bi -linearer Ansatz abgeleitet. Mit einermathematischen Erfassung der loka-len Effekte, der zyklischen Dübelkenn-linie und des Schlupffortschritts, wirddie Gesamtverformung zu beliebigenLastwechselzahlen für zyklisch belas-tete Verbundtragsysteme berechenbar([5], [22]).

3.2.4 Erkenntnisse aus den Trägertests

In den Versuchsergebnissen machtensich die jeweils zugrunde gelegte Ober-last wie auch der Verdübelungsgradsignifikant bemerkbar [22], [20], [23].Diese Tendenz konnte sowohl bei denTests mit dem Betongurt in der Zug-zone (positiver Momentenbereich) alsauch bei den Versuchen mit demStahlprofil in der Druckzone (nega -tiver Momentenbereich) beobachtetwerden. Gegenüber diesen Effektentraten Veränderungen in den Last -amplituden eher in den Hintergrund.Von einer Nachbearbeitung der Stahl-ausnehmungen und Veränderungenin der Ausklinkungsgeometrie gingen




zwar positive Auswirkungen aus, je-doch fielen die Zugewinne wesent-lich geringer aus als der Verlust an er-tragbaren Lastwechselzahlen bei Er-höhung der Lastobergrenzen. Damitzeichnete sich auch in den Versuchs-ergebnissen die Erkenntnis, dass einezutreffende Beschreibung des Ermü-dungsverhaltens nur mit der Überla-gerung von Beanspruchungen aus derHaupttragwirkung und lokalen Effek-ten gelingen kann, erkennbar ab. EineVerringerung des Verdübelungsgrades,sprich Variation der Dübelabstände,machten sich dagegen deutlich be-merkbar, zurückzuführen auf eine ge-plant herbeigeführte Verminderungder Stahlprofilschwächung in hoch-beanspruchten Bereichen. Die ertrag-baren Lastwechselzahlen erreichtenbei Oberlasten zwischen 50 % und70 % der statischen Tragfähigkeit beiVersuchen für den positiven Momen-tenbereich bis zu 2,5 Mio. Lastwech-sel. Die Lastwechselzahlen bei Ver-suchsträgern im negativen Momenten-bereich lagen deutlich darunter. Diegeplante Verlagerung von Aussparun-gen in weniger ausgelastete Bereichemachte sich ebenso wie eine bedeut-same Verminderung der Lastamplitu-den mit ertragbaren Lastwechselzah-len an die Dauerfestigkeitsgrenze be-merkbar. Bei obergurtlosen Stahl-profilen in Verbundträgern sollte denLastwechselzahlen bis zum Erreicheneines ersten Anrisses besondere Beach-tung geschenkt werden, da der Erst -rissbildung ein schnelles Risswachs-tum (Bild 28) folgt.

3.3 Grundlagen eines Nachweis -konzepts für Betondübel unter nichtruhender Belastung

Ausgehend von den Erkenntnissen derErmüdungstests konnten aufbauendauf [5] in [22] Grundlagen zur Formu-lierung eines Bemessungskonzepts(Bild 29) abgeleitet werden. Es wurdevorgeschlagen, einen Nachweis gegenBetonversagen durch eine Limitierungder zulässigen Oberlast und wie in[21] eine Berechnung der Anrisslebens-dauer unter Verwendung des örtlichenKonzepts zur Beurteilung des Bau-stahls zu verwenden. Die Weiterent-wicklung dieses Konzeptes wird in[20] verfolgt.

Als Basis zur Beurteilung des Er-müdungsverhaltens der Baustahlkom-ponenten im Bereich der Betondübel-

Bild 28. Ermüdungsriss im Stahlträger: Betongurt in Druckzone (links) und Betongurt in Zugzone (rechts) [12]Fig. 28. Fatigue cracks in steel girders: concrete slab under pressure (left) or concrete slab under tension (right) [12]

Bild 26. Doppeltlogarithmische Abbildung der Relativverschiebung unter zyklischerLasteinwirkung [22]Fig. 26. Double logarithmic depiction of relative displacements under cyclic loads[22]

Bild 27. Definition von Eingangsgrößen für eine Berechnung des Schlupffort-schritts [22]Fig. 27. Definition of initial parameters for the calculation of a slip progress [22]


30



aussparung kann das örtliche Kon-zept hilfreich eingesetzt werden. Dabeiwird das zyklische Bauteilverhaltenaufgrund der elastisch-plastischen Be-anspruchung im Kerbgrund entspre-chend Bild 30 bewertet [24].

Als Eingangswerte sind bauteil -unabhängige Werkstoffkennwerte er-forderlich, welche, wenn nicht bereitsin der Literatur verfügbar, experimen-tell an ungekerbten Probestäben inEinstufenversuchen als zyklische Span-nungs-Dehnungs-Kurve (ZSD-Kurve)bestimmt werden können.

In den technischen Regelwerkenfindet sich als Nachweisformat na-hezu ausnahmslos das Nennspan-

nungskonzept. Ein Hauptgrund hier-für dürfte die praxisgerechte Handha-bung sein. Während beim Nennspan-nungskonzept das gesamte Spannungs-Verzerrungsverhalten einschließlichder Auswirkungen von Eigenspannun-gen an der rissauslösenden Stelle, demHot Spot, mit der Bauteilwöhlerlinieabgebildet wird, muss beim örtlichenKonzept zunächst die Verzerrung imKerbgrund bekannt sein, die dann mitgeeigneten, verzerrungsorientiert er-mittelten Ermüdungskurven zu ver-gleichen sind. Das Verfahren ist un-gleich aufwändiger, führt aber insbe-sondere bei Konstruktionen, für diewie im vorliegenden Fall ein ausrei-

chender Erfahrungsschatz noch nichtvorliegt, i. d. R. zu aussagekräftigerenErgebnissen. Auch wenn das Ziel, einepraxisgerechte Annäherung nach demNennspannungskonzept weiterzuver-folgen ist, so bleibt die Abschätzungder Lebensdauer auf Grundlage vonVerzerrungen unter Verwendung einerVerzerrungs-Zyklen-Beziehung imAugenblick die sichere Variante.

Zur Bestimmung der Beanspru-chungen im Kerbgrund können FE-Berechnungen (Bild 31), analytischeUntersuchungen oder experimentelleTests genutzt werden. Eine direkteProportionalität trifft allerdings aus-schließlich für den elastischen Bereichzu, weshalb nach den Stützwirkungs-theorien die Verzerrungen im Kerb-grund den tatsächlichen Verhältnissenangepasst werden müssen. Am weites-ten verbreitet sind die Kerbspannungs-theorien von Neuber [25] und derenWeiterentwicklungen in [26] und [27].

Damit können die am möglichenVersagensort vorhandenen Beanspru-chungen hinreichend sicher bestimmtwerden. Sämtliche durch die Ausspa-rungsgeometrie und die Belastung vor-gegebenen Effekte sind berücksichtigt.Eine Schädigungsbewertung muss da-mit nur auf Werkstoffeigenschaftensowie Sekundäreffekte wie Rauigkeitund Eigenspannungen nicht jedochauf bauteilabhängige Einflüsse Rück-sicht nehmen. Für eine Vielzahl vonStählen liegen bereits analytische For-mulierungen verzerrungsorientierterWöhlerlinien vor oder sind mit ver-hältnismäßig geringem Aufwand ex-perimentell zu bestimmen. Auf dieserBasis sind mit Berücksichtigung zu-sätzlicher Einflüsse wie Rauigkeit undEigenspannungen Schädigungswöhler-linien zu bestimmen. Zur Ermittlungder Schädigungsparameter liegt eineVielzahl unterschiedlicher Formulie-

Bild 29. Nachweiskonzept für Betondübel unter nichtruhender Belastung nach [23]Fig. 29. Dimensioning concept for concrete dowels loaded with cyclic loads to [23]

Bild 30. Übersicht Berechnungsablauf örtliches KonzeptFig. 30. Overview calculation procedure of local concept

Bild 31. FEM Berechnung zum örtlichen Konzept [22]Fig. 31. FEM calculation concerning the local concept [22]




rungen vor. Der bekannteste Schädi-gungsparameter wurde von Smith,Watson und Topper vorgestellt. Fürjeden der Lastzyklen lässt sich ausder verzerrungsorientiert bestimmtenWöhlerlinie die Schädigung ablesenund in Kombination mit Schädigungs-hypothesen eine zu erwartende Lebens-dauer (Bild 32) ausweisen.

4 Fazit

In den vorangegangenen Abschnittenwurden nach der systematischen Aus-wertung von Versuchen zu spezifi-schen Trag- und Verformungseigen-schaften unter vorwiegend ruhenderBeanspruchung experimentelle undanalytische Untersuchungen zum Er-müdungsverhalten von Betondübelnin Verbundträgern vorgestellt. Als Er-gebnis kann festgestellt werden, dassden Betondübeln hinsichtlich einesErmüdungsversagens gute Wider-standseigenschaften bescheinigt wer-den können. Auch unter einem ver-gleichsweise hohen zyklischen Ein-wirkungsniveau wiesen insbesonderedie Betontragkomponenten aufgrundeines durch die Formgebung der Aus-klinkungen erzwungenen räumlichenSpannungszustandes besonders hoheErmüdungsfestigkeiten auf. Mit Blickauf die Stahltragkomponenten ist an-zumerken, dass die Ermüdungsfestig-keit neben der Formgebung der Aus-klinkung und der Qualität der Ober-flächen im Bereich des Trennschnittsim Besonderen von der Überlagerungaus Haupttragwirkung und lokalenBeanspruchungen bestimmt wird.Eine zuverlässige Bestimmung der Sicherheiten gegen Ermüdungsver -sagen wurde mit einer Kombinationaus experimentellen Untersuchungenund Berechnungsansätzen nach dem

örtlichen Konzepts erreicht. An Ver-suchen kalibrierte Finite-Element-Be-rechnungen bildeten die Basis zurIdentifikation aussagekräftiger Schä-digungsparameter. Die auf der Basisdieser Kenngrößen mit analytischenAnsätzen gefundenen Lastwechsel-zahlen stimmten hinreichend genaumit den Ergebnissen der experimen-tellen Tests überein. Die in die Ver-bundfuge eingeleiteten konzentriertenzyklischen Beanspruchungen verursa-chen mit steigender Lastspielzahl eineZunahme des Schlupfs zwischen Be-tongurt und Stahlbauteil mit Auswir-kungen auf die Gebrauchstauglichkeit.Zur Abschätzung der Auswirkungenauf die Verformungen wurden Berech-nungsansätze für den Schlupffortschrittund zyklische Dübelkennlinien zur Ab-leitung veränderlicher Steifigkeiten derVerbundfuge entwickelt.

Literatur

[18] Feldmann, M., Hegger, J., Hechler,O., Rauscher, S.: Untersuchungen zumTrag- und Verformungsverhalten vonVerbundmitteln unter ruhender undnichtruhender Belastung bei Verwen-dung hochfester Werkstoffe. Instituts-bericht-Nr. 169/2006, RWTH Aachen2007.

[19] Lengemann, J.: Numerische Unter-suchungen zum lokalem Tragverhaltenund Spannungsverteilung an einer kom-plexen Betondübelgeometrie. Master-arbeit, Universität der BundeswehrMünchen, Neubiberg 2011.

[20] Wagner, R.: Untersuchungen zumVerbundverhalten von Betondübeln invorwiegend ruhend und nicht-ruhendbeanspruchten Konstruktionen. Univer-sität der Bundeswehr München, Dis-sertation in Vorbereitung.

[21] Song, J.: Untersuchung der Anriß -lebensdauer von Betondübeln mit Hilfedes örtlichen Konzepts. Dissertation,

Technische Universität Darmstadt,2002.

[22] Burger, S.: Untersuchungen zum Er-müdungsverhalten von Betondübeln imVerbundbau. Dissertation, Universitätder Bundeswehr München, Neubiberg2009.

[23] Mangerig, I., Burger, S.: Ermüdungs-verhalten von Betondübeln. Zwischen-bericht zum AiF-Forschungsvorhaben.Universität der Bundeswehr München,Neubiberg 2004.

[24] Rechnerischer Festigkeitsnachweisfür Maschinenbauteile. FKM-Richtlinie,VDMA Frankfurt: Verlag GmbH 2003.

[25] Neuber, H.: Theory of Stress Con-centration for Shear-Strained Prismati-cal Bodies with Arbitrary Nonlinear-Strain Law. Transactions of the ASME.Journal of Applied Mechanics 28 (1961),pp. 544–550.

[26] Seeger, T., Beste, A.: Zur Weiterent-wicklung von Näherungsformeln für dieBerechnung von Kerbbeanspruchungenim elastisch-plastischen Bereich. VDI-Fortschrittberichte, Reihe 18, Heft 2,Düsseldorf: VDI-Verlag 1977.

[27] Hollmann, C.: Die Übertragbarkeitvon Schwingfestigkeitseigenschaften imÖrtlichen Konzept. Dissertation, Tech-nische Universität Dresden, 2004.

[28] Mangerig, I., Wagner, R., Burger, S.,Wurzer, O., Zapfe, C.: Zum Einsatz vonBetondübeln im Verbundbau (Teil 1) –Ruhende Beanspruchung. Stahlbau 80(2011), S. 885–893.

Autoren dieses Beitrages:Univ.-Prof. Dr.-Ing. Ingbert Mangerig,[email protected],Dipl.-Ing. Robert Wagner,[email protected],Universität der Bundeswehr München,Institut für Konstruktiven Ingenieurbau,Lehrstuhl für Stahlbau,Werner-Heisenberg-Weg 39,85577 Neubiberg

Dr.-Ing. Sascha Burger,NKM Noell Special Cranes,Rudolf-Diesel-Straße 1,97209 Veitshöchheim,[email protected]

Dr.-Ing. Otto Wurzer,WTM ENGINEERS München GmbH,Beratende Ingenieure im Bauwesen,Rablstraße 26,81669 München,[email protected]

Dr.-Ing. Cedrik Zapfe,Dr. Zapfe GmbH,Ingenieurbüro für Konstruktionen,Ingenieurbau & Solarplanung,Alustraße 1,83527 Kirchdorf /Haag i. OB,[email protected]

Bild 32. Schädigungswöhlerline [23]Fig. 32. Detoriation SN diagram [23]


32 © Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 81 (2012), Heft 1

Fachthemen

Kraftflüsse sind in vielen Lehrbüchern des Stahl- und Maschinenbaus zur Veranschau -lichung der Bauteilbeanspruchung dargestellt. Obwohl der Kraftflussbegriff umstrittenund nicht näher definiert ist, assoziiert der Leser damit meist eine Analogie zu Stromlinien -bildern aus der Hydromechanik. Vergleicht man die differentielle Kontinuitätsgleichungder Hydromechanik mit den differentiellen Gleichgewichtsbedingungen der Statik, so gibtes jedoch eine termweise Übereinstimmung. Der Geschwindigkeitsvektor entspricht einemKraftflussvektor. Die integrierten Kraftflussvektoren liefern die Kraftflusslinien. Diese ver-laufen zwischen dem Ort der Krafteinleitung und dem Ort des reaktiven Lagers. LastfreieRänder werden von den Kraftlinien nur tangiert.Der Aufwand für die Visualisierung der Kraftflusslinien ist gering. Zwischen den Kraft-flussvektoren und den Spannungskomponenten aus FEM-Programmen bestehen einfacheBeziehungen. Die Integration der vektoriellen Richtungsfelder kann mit grafischer Stan-dardsoftware zu Kraftflusslinien durchgeführt werden. Der Einsatz einer Spezialsoftwareist an keiner Stelle erforderlich. An zahlreichen Beispielen wird die quantitative Erfassungdes Kraftflusses demonstriert und ihr Nutzen insbesondere für den Stahlbau aufgezeigt.

Load path visualization for steel constructions. Load path sketches illustrate the loaddistribution in structural components and can be found in many engineering textbooks.Although there is no stringent definition for a load path, the reader associates an analogyto streamlines from hydromechanics. The law of conservation of mass and the staticequations of equilibrium show a term-wise agreement. Thus, the fluid flow velocity vectorcorresponds to a load path vector. By integrating these directional fields, one obtains thestreamlines and load path lines. A load path starts at the point of an applied load andends at a supporting point reacting the applied load. Free boundaries are touched butnot crossed by the load path.There is little effort to visualize the load path. Due to simple relations between load pathvectors and stress components from FEM-programs, integration of the directional vectorfields is possible with standard graphical software, thus resulting in load path lines. Nospecial software is ever needed. Numerous examples will show the practical applicationof the load path concept and the special use for steel constructions.

Kraftflussvektoren die Kraftflusslinientangieren. Dies entspricht den Ge-schwindigkeitsvektoren bei einem um -strömten Zylinder, die tangential zuden Stromlinien orientiert sind. Diebeiden Problemstellungen haben den-noch nichts gemein. Die maximaleSpannungsüberhöhung ist im stati-schen Fall das 3-fache der angelegtenSpannung. Die maximale Geschwin-digkeitsüberhöhung eines umström-ten Zylinders beträgt das 2-fache derAnströmgeschwindigkeit, sofern dieStrömung potentialtheoretisch unter-sucht wird. Bei einer solchen Strö-mung tritt auch keine Rückströmungauf, wie dies in Bild 1 erkennbar ist.(Die Rückströmungen sind durch lo-kale Druckspannungen in x-Richtungbedingt. Das Spannungsfeld der un-endlichen Lochplatte in Bild 1 ist hierdurch eine FEM-Analyse generiert, sieliegt aber auch theoretisch exakt vor,z. B. in [1]). Die Integration der Kraft-flussvektoren kann mit Standard-Grafiksoftware durchgeführt werden(stream tracing-Verfahren).

Welchen Zusatznutzen bringt nundie Visualisierung des Kraftflusses?Man muss sich zunächst noch einmaldie physikalische Aussage bezüglichder Kontinuität der x-Komponente desKraftvektors vergegenwärtigen. Zwi-schen zwei Kraftflusslinien im Bild 1ist fx konstant. Diese Kraftkomponentein x-Richtung resultiert aus den Span-nungskomponenten σxx und τyx, die je -doch zunächst nicht direkt vektorielladdiert werden können, da sie auf ver-schiedenen Flächen wirken (s. Bild 2).Erst über das Gesetz der zugeordne-ten Schubspannungen τyx = τxy kannτxy auf dem Flächenelement A mit σxxvektoriell addiert werden.

Die Umlenkung des x-Kraftflussesam Loch ist also ausschließlich durch

Herbert Moldenhauer

Die Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen

1 Einführendes Beispiel

Dem Statiker ist das Stromlinienbildeines umströmten Zylinders geläufig.Deshalb soll die dazu passende stati-sche Aufgabenstellung, nämlich dieScheibe mit kreisrundem Loch unteruniaxialem Zug, vergleichsweise be-trachtet werden. Bild 1a zeigt den Aus -schnitt einer unendlich großen Scheibemit Loch, wobei bezüglich x = 0 eineSpiegelsymmetrie vorhanden ist. Dieangelegte Horizontalspannung weitabvom Loch beträgt 1 MPa in x-Rich-tung, die gezeigten Normalspannun-

gen σxx erfahren eine Spannungsüber-höhung um das 3-fache, die auch vonder theoretischen Seite bekannt ist.Den Spannungskonturen ist der Kraft-fluss überlagert, der sich aus der Ver-bindung von Kraftflussvektoren ergibt.In Abschnitt 2 wird gezeigt, dass derx-Kraftflussvektor fx in 2D-Strukturendurch

fx = [σxx τxy ] tan α = τxy/σxx (1)

gegeben ist. Das Detail in Bild 1b zeigtzusätzlich die Kraftflussvektoren derGl. (1). Man erkennt dort, dass die

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H. Moldenhauer · Die Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen

induzierte Schubspannungen hervor-gerufen und bewirkt eine Verdichtungder Kraftflusslinien um das 3-fache ander 6- bzw. 12-Uhr-Position des Kreis-loches in Bild 1a. Der Nutzen kannnun wie folgt zusammengefasst wer-den:– Die mehr oder weniger intuitiven

Kraftflüsse aus Lehrbüchern desStahl- und Maschinenbaus könnennun quantifiziert und auf eine so-lide Basis gestellt werden. Kraft-flüsse verlaufen zwischen dem Ortder Krafteinleitung und dem Ortdes reaktiven Lagers. Lastfreie Rän-der werden von den Kraftlinien nurtangiert. Kraftflüsse sind dann opti-mal, wenn sie möglichst direkt ohneUmwege zwischen diesen beidenOrten verlaufen, insofern ist eineBe urteilung über die Güte der Struk-tur leicht möglich.

– Ineffektive Strukturbereiche sind oftdurch Rückströmungen identifizier-bar (Bild 1b). Solche Bereiche tra-gen zum Kraftfluss nichts bei und

können bei einer Strukturoptimie-rung eingespart werden.

– Der Aufwand für die Visualisierungder Kraftflusslinien ist sehr gering.Finite-Elemente-Programme liefernstandardmäßig die Spannungskom-ponenten, die Vektoren entspre-chend der Gl. (1) sind damit leichtbereitzustellen. Die Verbindung die-ser Vektoren zu Kraftflusslinien istzwar nicht trivial, in kommerziellenGrafikpaketen wie Tecplot jedochohne Einschränkung als Standard-option realisiert. Der Einsatz einerSpezialsoftware ist an keiner Stelleerforderlich.

Über den allgemeinen Nutzen hinausbestehen für einige Fachrichtungennoch weitere Verwendungsmöglichkei-ten:– Leichtbau: Dort soll die Platzierung

von Verstärkungselementen (z. B.Rippen, Sicken) dem Kraftfluss fol-gen.

– FVK: Speziell sind Faserverbund-konstruktionen besonders dann er-folgreich, wenn der Faserverlauf derörtlichen Beanspruchung folgt, wiesie durch den Kraftfluss assoziiertwird.

– Stahlbetonbau: Prinzipiell ist eineBewehrung entlang der Kraftfluss-linien empfehlenswert, zumindestergeben sich aus diesen Hinweisefür eine effektive Armierung. Ähn-liches wurde in [2] argumentiert,dort jedoch erfolgte die Bewehrung

approximativ längs der Hauptspan-nungslinien.

Das gezeigte Beispiel beschränkte sichauf die Darstellung des Kraftflusses inx-Richtung. Der Kraftfluss in y-Rich-tung existiert ebenso und wird durchKraftvektoren fy = [τyx σyy] definiert.Da das vorliegende Problem aus -schließ lich durch eine externe Bela-stung in x-Richtung charakterisiertist, bringt die Visualisierung des y-Kraftflusses wenig. Es handelt sich da-bei um kreisartig geschlossene Kurven,s. z. B. [3].

2 Theorie2.1 Ursprüngliche Definition

des Kraftflusses

Eng verwandt mit den Kraftflüssensind Kraftfelder [2], wobei letztere sichaus dem Trajektorienbild der Haupt-spannungen ergeben. Die grafischeAn einanderreihung von Hauptspan-nungsrichtungen führt zu anschauli-chen Hauptspannungslinien, die man -che Autoren als Ersatz für einen Kraft-fluss nehmen. Die Bestimmung derKraftflussrichtung ähnelt dem Auffin-den einer Hauptspannungsrichtung.Diese ergibt sich bekanntlich aus ei-ner Spannungstransformation in einHauptsystem, das dem Kriterium derSchubspannungsfreiheit genügt. Dadie Spannungen von Ort zu Ort vari-ieren, verändert sich gleichermaßenauch die gesuchte (schubspannungs-freie) Richtung. Kelly [4] hat diesesKriterium nun so abgeändert, dassbei einer bestimmten Transformationdes Spannungstensors die x-Kompo-nente des Kraftvektors in globaler x-Richtung konstant bleibt. Diese Vor-gehensweise soll hier vereinfacht aneinem 2D-System skizziert werden.

In Bild 3 ist zwischen den zweigesuchten Kraftflusslinien (blau), dieim Allgemeinen gekrümmt sind, eineMittellinie skizziert, welche an jederPosition durch Spannungen im Global-system (x,y) gekennzeichnet ist. Durcheine Transformation der Spannungenauf ein System mit einem Winkel βzur globalen x-Achse werden die glo-balen Spannungen auf die lokalen Grö -ßen σnn und τnt überführt. Die Rich-tung n steht senkrecht, die Richtung tparallel zur gestrichelten Mittellinie.Wenn der Winkel β so gewählt wird,dass sich die Projektionen von σnn undτnt gerade aufheben, wenn also gilt

Bild 1. Scheibe mit Loch unter horizontaler Beanspruchung, Symmetrie bez. x = 0, a) Normalspannungen σxx überlagert mit x-Kraftflusslinien (weiß), b) Detailplot,jetzt zusätzlich mit den Kraftflussvektoren fx aus Gl. (1)Fig. 1. Disc with hole under horizontal loading, symmetrical with respect to x = 0, a) normal stresses σxx superimposed with x-load path (white), b) detail with added load path vectors from eq. (1)

Bild 2. Definition des KraftflussvektorsfxFig. 2. Definition of load path vector fx


34



σnn cos β – τnt sin β = 0 (3a)

dann kann längs der Mittellinie „ab“kein Kraftzuwachs in globaler Richtungx erfolgen. In diesem Fall gilt Fxa = Fxb.Man beachte die Ähnlichkeit der Auf-gabenstellung bezüglich der Bestim-mung der Hauptspannungsrichtung.Dort wird ein System (n, t) gesucht, indem die Schubspannung τnt verschwin-det.

Die weitere Entwicklung der Gl.(3a) führt in der Originalarbeit [4] aufeine nichtlineare Gleichung für β, dieiterativ gelöst werden kann. Später hatWaldman in [3] eine geschlossene Lö-sung für β gefunden, und zwar

tan β = – σxx/τxy (3b)

Zwischen β und dem Winkel α inBild 2 besteht die Beziehung α = 90°+ β, α schließt somit den Winkel zwi-schen τnt und der x-Achse ein:

tan α = τxy/σxx (3c)

2.2 Kraftflussdefinition über die Analogie zur Hydromechanik

Es geht aber auch anschaulicher. In [5]wird direkt eine Analogie zwischen derKontinuitätsgleichung der Hydrome-chanik und dem Kraftfluss für die kar-tesischen Richtungen x, y und z auf-gezeigt. Zu diesem Zweck müssen nurdie Terme der differentiellen Konti-nuitätsgleichung der Hydromechanikmit denen des statischen Gleichge-wichts aus der Mechanik verglichenwerden, zunächst in 2D (s. Bild 4).

In einer stationären, inkompres-siblen und wirbelfreien ebenen Poten-tialströmung (Bild 4 links, s. auch [6])gilt die Kontinuitätsgleichung (4). Zwi-schen zwei Stromlinien ist die Massekonstant. Der Geschwindigkeitsvek-tor v in Gl. (5) tangiert die Stromlinie,

letztere kann mit Hilfe der Differen-tialgleichung (6) berechnet werden.

Die statischen Gleichgewichtsbe-ziehungen der Gl. (4) für die Span-nungskomponenten σxx, σyy, τxy undvernachlässigter Volumenkraft [6], dieKraftvektoren fx und fy in Gl. (5) so-wie die Differentialgleichungen fürden Kraftfluss der Gl. (6) in x- und y-Richtung haben identischen Aufbauwie ihr Pendant aus der Hydrome-chanik. In einer FEM-Analyse müs-sen also nur die Kraftflussvektorender Gl. (5) bereitgestellt und verbun-den werden, um die Kraftflusslinienzu visualisieren.

Es ist zwar einzuwenden, dass dieBetragskonstanz einer Kraftkompo-nente, z. B. der x-Kraft, weniger grif-fig ist als die Konstanz der Masse zwi-schen zwei Stromlinien. Es ist zudemzu abstrahieren, dass es in der Statikzwei Kontinuitätsgleichungen in 2D(bzw. drei in 3D) gibt, während in derHydromechanik jeweils nur eine Kon-tinuitätsgleichung existiert, sowohl in2D als auch in 3D. Für allgemeineAufgabenstellungen, die ausgeglicheneKraftflüsse in allen Richtungen auf-weisen, sind deshalb bis zu drei Kraft-flüsse simultan auszuwerten. Im Stahl-bau jedoch, speziell bei Fachwerkkon-struktionen, ist in jedem Fachwerkstab,

sei er auch noch so kompliziert, prak-tisch stets nur ein Kraftfluss dominant,und zwar der längs der Stabachse. Beieinem „schrägen“ Fachwerkstab mussder Spannungszustand jedoch zuvorin das rotierte (schräge) System trans-formiert werden. Somit können auchkomplizierte Knotenblechanschlüsse,genietet, geschraubt oder geschweißt,kraftflussmäßig anschaulich visuali-siert werden.

Der Vollständigkeit halber werdenabschließend die Gln. (4) und (5) auchin 3D aufgeführt:

∂vx/∂x + ∂vy/∂y + ∂vz/∂z = 0Kontinuitätsgl. der Hydromechanik

(4a)

∂σxx/∂x + ∂τyx/∂y + ∂τzx/∂z = 0Gleichgewicht in x-Richtung (4b)

∂τxy/∂x + ∂σyy/∂y + ∂τzy/∂z = 0 Gleichgewicht in y-Richtung (4c)

∂τxz/∂x + ∂τyz/∂y + ∂σzz/∂z = 0Gleichgewicht in z-Richtung (4d)

v = [vx vy vz]Geschwindigkeitsvektor (5a)

fx = [σxx τxy τxz]Kraftvektor in x-Richtung (5b)

Bild 3. Prinzipskizze zur Kontinuität desKraftflusses in x-RichtungFig. 3. Principal sketch explaining thecontinuity of the load path in x-direc-tion

Bild 4. Analogie zwischen der Kontinuitätsgleichung der Hydromechanik (links)und dem statischen Gleichgewicht in globaler x- und y-Richtung (rechts)Fig. 4. Analogy between conservation of mass (left) and static equilibrium in globalx- and y-direction (right)




fy = [τyx σyy τyz]Kraftvektor in y-Richtung (5c)

fz = [τzx τzy σzz]Kraftvektor in z-Richtung (5d)

Die Kraftvektoren (in 2- und 3D) wur-den mit Hilfe des Gesetzes der zuge-ordneten Schubspannungen so formu-liert, dass die jeweiligen Spannungs-komponenten vektoriell in einer Flächeaddiert werden dürfen. Der erste Indexsteht für die Flächennormale, der zwei -te für die Richtung (s. auch Bild 2).

Es erhebt sich die Frage, ob derKraftfluss auch bei Verwendung ande-rer Koordinatensysteme korrekte Er-gebnisse liefert, d. h. Konstanz einerKraftkomponente längs ihrer Kraft-flusslinie vorliegt. Die Antwort ist wie-derum über die Analogie zur Hydro-mechanik zu beantworten. Werden dieentsprechenden Kontinuitätsgleichun-gen mit den statischen Gleichgewichts-beziehungen in denselben Koordina-tensystemen verglichen, so stimmen sie

allenfalls nur für bestimmte Koordina-tenrichtungen überein. Zum Beispiel:Für ein rotationssymmetrisches Sys -tem (r, ϕ, z) stimmt die statischeGleichgewichtsbedingung in Radial-richtung, s. Gl. (8), formal nicht mitder Kontinuitätsgleichung überein [6],eine einfache Formel für den radialenKraftfluss existiert nicht, im Gegensatzzum axialen Kraftfluss fz , Gl. (9).

2.3 Grafische Darstellung der Kraftfluss -vektoren im Mohrschen Spannungs-kreis

Der Mohrsche Spannungskreis ist fürdie Darstellung von Spannungstrans-formationen, insbesondere für die Visualisierung der Hauptspannungs-richtung, ein wertvolles grafischesHilfsmittel. Bild 6 zeigt nun, dass dieKraftflussrichtung sich dort ebensodarstellen lässt.

Der Kragbalken unter Querlastist durch Horizontalspannungen σxxund τxy gekennzeichnet. In der elemen-

taren Biegetheorie wird σyy zu Nullgesetzt. Obwohl die Querlast in glo-baler y-Richtung wirkt, ist der Kraft-fluss wegen den σxx-Spannungen, be-sonders beim langen Balken, in x-Rich-tung dominant. Im Gegensatz dazusteht das Beispiel in Abschnitt 1. Dortstimmt die Belastungsrichtung mit demdominanten Kraftfluss in x-Richtungüberein. Über die Dominanz einesKraftflusses ist allein die Größe desBetrags fx, fy bzw. fz, s. Gl. (5), ent-scheidend und hängt nicht zwingendzusammen mit der Belastungsrichtung.Beim Kragbalken resultiert der y-Kraft-fluss nur aus dem Beitrag von τxy undist im Bild 6a durch die blauen Hori-zontallinien der parabelförmigen q-Ver -teilung angedeutet. Diese erstreckensich, horizontal konstant bleibend, biszur Einspannung des Balkens am rech-ten Ende.

Der in Bild 6a gezeigte Kraftflusshat in x-Richtung keinen externen Last-beitrag. Wird das System freigemacht,so erscheinen die Reaktionskräfte alsexterne Lasten. Die Kraftlinien startendeshalb an der Einspannstelle im Zug-bereich (y > 0) und enden dort imDruckbereich (y < 0), die maximaleUmlenkung beträgt 180°. Zwischenzwei Kraftlinien ist fx konstant, ge-kennzeichnet durch eine einheitlicheFärbung. Das Farbband ist auf derBiegeachse (y = 0) maximal gespreizt,die fx-Intensität also minimal. Dortstammt der Beitrag zu fx ausschließ-lich aus τyx (= τxy). In Bild 6b demon-striert der Mohrsche Spannungskreisden Zusammenhang zwischen denSpannungskomponenten und der da-zugehörigen x-Kraftflussrichtung αbzw. der ersten Hauptspannungsrich-tung γ. Das in Bild 6c gezeigte ortho-gonale System der Hauptspannungs-

Bild 5. Die Analogie für rotationssymmetrische Koordinatensysteme (r, ϕ, z) zwischender Kontinuitätsgleichung der Hydromechanik (links) und dem statischen Gleich-gewicht in r- und z-Richtung (rechts) ist nur für die z-Richtung gegeben (rot hervor-gehoben)Fig. 5. Analogy for axisymmetric systems between conservation of mass (left) andstatic equilibrium (right) is granted only for the z-direction (red highlighted)

Bild 6. Kragbalken unter vertikaler Querlast q bzw. Q, a) x-Kraftflusslinien, b) Hauptspannungslinien entsprechend dergrößten und kleinsten Hauptspannung σ1 und σ2, c) Kragbalken (in Horizontalrichtung gestaucht) mit Mohrschem Span-nungskreisFig. 6. Cantilever beam under vertical load q, a) x-load path, b) mean stress lines corresponding to the maximum and mini-mum mean stress σ1 und σ2, c) cantilever beam (shortened in x-direction) with Mohr’s circle

a)

b)

c)


36



linien resultiert aus dem Vorhanden-sein von zwei Hauptspannungen. ImStahlbau zwar wenig relevant, kannes – fachübergreifend gesehen – alszweilagiges Muster für eine optimalePlatzierung von Fasern in einem Ma-terialverbund dienen. Man erkennt so-fort, dass die alternativen x-Kraftfluss -linien eine sinnvolle Kombinationder senkrecht aufeinander stehendenHauptspannungslinien darstellen. EineFaserverbund-Konstruktion aus denx-Kraftflusslinien käme mit nur einerLage aus.

Der Verlauf der Kraftfluss- bzw.der Hauptspannungslinien zeigt be-sonders am Beispiel des Kragbalkens,dass die ursprünglich gewünschte Vi-sualisierung des Kraftverlaufs von derKrafteinleitung bis zur Kraftausleitungperfekt durch den über Gl. (5) definier-ten Kraftfluss wiedergegeben wird. Beider Darstellung des x-Kraftflusses fließtKraft nur über die Einspannung, eineexterne x-Belastung fehlt im Kragbal-ken-Beispiel. Die Hauptspannungs -linien dagegen verlassen den Krag -balken bei y = ± h/2 senkrecht zurBerandung, zwar mit Nullintensität,jedoch ist dies aus der Darstellungnicht direkt ersichtlich. Diese Dar-stellung ist somit weniger intuitiv alsihr Pendant zum Kraftfluss, ganz ab-gesehen davon, dass eine Kraftfluss -kontinuität analog zu Gl. (4) fehlt.

3 Praktische Beispiele3.1 Knotenblech

Die bisherigen Ausführungen lassenerkennen, dass die Visualisierung desKraftflusses besonders dann von Wertist, wenn einer der Kraftflussvektorenfx, fy oder fz (Gl. (5)) im Global- oderin einem rotierten Lokalsystem domi-nant über die anderen ist. Das ist imStahlbau-Fachwerk für jeden Stab, je-weils für sich betrachtet, der Fall. Umden Kraftfluss in einem komplexenKnotenblech zu demonstrieren, wurdeaus [7] ein entsprechendes Beispiel aus-gewählt, das besonders ausführlichdokumentiert ist (s. Bild 7).

In dieser Konstruktion werden anzwei 15 mm dicken Laschen C 20 tLast angehängt. Die Last wird übervier Niete (φ = 21 mm) in das 6 mmdicke Knotenblech B eingeleitet, daszwischen den zwei Laschen eingebet-tet ist. Wyss selbst leitet aus den ex -perimentell ermittelten Spannungenzwar nicht den Kraftfluss, sondern das

System der Hauptspannungslinien ab,das einen ungefähren Eindruck derLastpfade in der Konstruktion vermit-telt. Dieses Ergebnis (hier nicht ge-zeigt) stimmt sehr gut überein mit denhier numerisch berechneten Haupt-spannungslinien, die für die Integrationder Hauptspannungsrichtungen einespezielle Software [8] benötigt (Bild 8a).Die σ1-Hauptspannungslinien (rot) um-schließen die nicht dargestellten Niete.Die σ2-Hauptspannungslinien (blau)stützen sich über Lochleibung an denNietschäften ab. Der Kraftfluss kannüber die Hauptspannungslinien er-ahnt werden, jedoch ist der Vergleichmit dem realen Kraftfluss interessant(Bild 8a versus Bild 8b und 8c).

Wegen der Doppelsymmetrie beix = z = 0 bezüglich Geometrie und

Last ist nur 1/4 der Struktur darge-stellt. Die Kraftlinien starten am Ortder Krafteinleitung in der Lasche, um-fließen zunächst die Bohrungslöcher,um rückseitig in den Niet einzudrin-gen. Im Niet begibt sich der Kraftflussdann auf die Ebene des Knotenblechs,um dort weitergeleitet zu werden. DieKraftfluss-Berechnung aus den Span-nungskomponenten selbst ist einfach.Der Spannungstensor aus der FEM-Analyse (hier Abaqus) wird in das Gra-fikprogramm (hier Tecplot) über eineStandard-Schnittstelle exportiert. Nachder Spezifikation der Spannungskom-ponenten des y-Kraftvektors fy = [τyxσyy τyz] zeichnet Tecplot alle Kraftli-nien mit Hilfe des streamtracing-Ver-fahrens automatisch.

Die FEM-Analyse ist jedoch sorg-fältig zu planen. Der Kontakt zwischenLasche und Niet sowie zwischen Nietund Knotenblech wird durch die FEM-Preprozessoren automatisch erzeugt.Die dazugehörige Vernetzung passtjedoch im Allgemeinen nicht „Kno-ten auf Knoten“ (Bild 9), was ja auchnicht erforderlich ist. Für das stream-tracing-Verfahren, das bei der Inte-gration der Richtung von Element zuElement fortschreitet, ist jedoch diekontaktkompatible „Knoten auf Kno-ten“-Vernetzung erforderlich. Die Ko-ordinaten der Kontakt-Doppelknotenhaben in diesem Fall identische Koor-dinaten, andernfalls stoppt die Rich-tungsintegration an der Kontaktflä -che.

Bei der hier gezeigten Nietverbin-dung erfolgt der Kraftfluss von Lasche

Bild 7. Probekörper aus [7] unter einerVertikallast von 20 tFig. 7. Test specimen from [7] under avertical load of 20 t

Bild 8. FEM-Analyse des Probekörpers aus Bild 7, a) Hauptspannungslinien imKnotenblech B, b) y-Kraftfluss, c) Detail an dem 1. NietFig. 8. FEM-analysis of test specimen from Fig. 7, a) mean stress lines in connec-tion plate B, b) y-load path, c) detail at 1st rivet




zum Knotenblech ausschliesslich überdie Niete, man kann sie auch als SLP-Verbindung [9] (Scher-Lochleibungs-verbindung mit Passung) auffassen.Würden die Niete durch Schraubenmit Vorspannung ersetzt werden, umals GV-Verbindung [9] (gleitfeste, plan-mäßig vorgespannte Verbindung) zuwirken, so würden die Reibkräfte zwi-schen Lasche und Knotenblech dieSchraube entlasten. Es wäre dann auchein kontaktkompatibles Netz bezüglichLasche und Kontaktblech erforderlich.

Im Fall einer SLP-Verbindunggenügen jedoch einfachere FEM-Mo-delle. Lasche, Niete und Knotenblechwerden durch Scheibenelemente ineine Ebene idealisiert, man ist dannam Membrananteil des Kraftflussesinteressiert. Der Kontakt über dieNiete erfolgt nicht mehr flächig, son-dern linienförmig (s. Bild 10). Es wur-den mehrere Varianten gerechnet, umden Einfluss auf den Kraftflussverlaufzu untersuchen (s. Tabelle 1). Bild 10azeigt bei der spielfreien Nietpassungdurch die verschieden Kraftflussdich-ten an den vier Nietbohrungen N1 bisN4, dass trotz angeschrägtem Kno-tenblech keine gleichförmige Vertei-lung der Nietlasten erreicht werdenkonnte.

Die Ungleichförmigkeit wird er-heblich vergrößert, wenn an den SLP-Verbindungen Spiel oder Pressung auf-tritt. Bild 10b zeigt ein willkürlich an-genommenes Radialspiel von 0,15 mmbei dem Niet N3, Bild 10c ein radialesÜbermaß von 0,05 mm bei dem NietN3. Im ersten Fall tangieren die Kraft-flusslinien N3, ohne in diesen Niet ein-zutreten. Im zweiten Fall bilden sichzusätzliche Pressspannungen, die fürsich selbst im Gleichgewicht stehen.

Bild 9. Kontaktkompatible „Knotenauf Knoten“ VernetzungFig. 9. Contact compatible meshing‘node to node’

Tabelle 1. Gerechnete Varianten zum Probekörper aus [7]Tabel 1. Computed variants for test specimen from [7]

Analyse Beschreibung Bild

Wyss [7] Referenz 7

A 3D, Niet N1–N4 ohne Spiel 8

B 2D, analog Analyse A 10a

C 2D, Niet N3 mit Radialspiel 0,15 mm 10b

D 2D, Niet N3 mit Radialpressung (Übermaß 0,05 mm) 10c

E 2D, elastisch / perfekt plastisch, σfl = 200 MPa ➝ εmax = 1,2 % –

F 2D, analog Analyse E, σfl = 170 MPa ➝ εmax = 10 % 11

Bild 10. Einfluss von Toleranzen auf den y-Kraftfluss, a) spielfreie Nietpassungen,b) Niet 3 mit radialem Spiel von 0,15 mm, c) Detail des Nietes 3 mit Presspas-sung (0,05 mm radiales Übermaß)Fig. 10. Influence of tolerances on y-load path, a) exact fit of all rivets, b) rivet 3with 0.15 mm radial clearance, c) detail of rivet 3 with 0.05 mm radial over -closure

Bild 11. Elastoplastisches Material, a) y-Kraftfluss, das plastische Fließen belastetalle vier Niete gleichförmig, b) v. Mises Spannung in MPaFig. 11. Elastoplastic material, a) y-load path – plastic flow stresses all rivets in auniform way, b) v. Mises stress in MPa


38



Die Kraftflusslinien (von der Lascheherkommend) werden dadurch amNiet 3 zunächst abgedrängt, um dannvon hinten sehr konzentriert in denNiet eingeleitet zu werden. DieserFall ist beim Nietvorgang infolge derStauchung und guten Füllung desNietlochs repräsentativ. Das ausge-sparte Gebiet um das Nietloch N3 istnatürlich nicht kraftfrei, die von untennach oben verlaufenden Kraftlinienlassen jedoch dort Platz für Kraftlinienaus der lokalen Verpressung, die mitdem y-Kraftfluss von der Lasteinlei-tung bis zur Lagerung nichts zu tunhaben.

Die Gln. (4b) bis (4d) stellen reineGleichgewichtsbedingungen dar, siegelten deshalb auch für elastoplasti-sche Werkstoffe. Zu diesem Zweckwurde in der Analyse E die Fließ-grenze willkürlich auf 200 MPa fest-gelegt, dies führt zu einer maximalenplastischen Dehnung von 1,2 % imKnotenblech. Jedoch erst bei einer Ab -senkung der Fließgrenze auf 170 MPa(maximale plastische Dehnung dann10 %) sind die Lasten auf die vier Nie tegleichförmig verteilt (s. Bild 11a). Dieswird durch die gleichförmige Dichteder Kraftflusslinien in den vier Nietenbestätigt, und auch die rechts ab ge -bildete v. Mises-Spannung (Bild 11b)zeigt durch die limitierte Fließspan-nung von 170 MPa die gleichförmigeLochleibung.

Die Gesamtlast von 20 t auf denLaschen in Bild 7 verteilt sich auf dievier Niete N1 bis N4 nach den Mes-sungen von Wyss mit 7, 5, 3 und 4 t.

Bild 12. Nietlasten N1–N4 im Probekörper aus Bild 7; Varianten A–F, s. auch Tabelle 1Fig. 12. Rivet load N1–N4 in test specimen from Fig. 7; Variant A–F (Table 1)

Bild 13. X-Kraftfluss in der 2-schnittigen Schraubenverbindung, verteilte ZuglastF – die Kraftflusslinien sind eingefärbt: Druck (blau) infolge Lochleibung, Flan-kenzug (rot)Fig. 13. X-load path in bolted joint, continuously colored from blue (pressure) tored (tension)

Bild 14. X-Kraftfluss analog zu Bild 13, jedoch zweischichtigFig. 14. X-load path analogous to Fig. 13, however shown with two layers

Diese Angaben in [7] haben jedochnur eine gültige Ziffer und sind des-halb relativ ungenau im Vergleich zu

den Nietlasten der Analysen A bis Fin Bild 12.

3.2 Schraubenverbindung

Die Problemstellung 3.1 wurde verein-facht, die vier Niete sind jetzt durcheine SLP-Schraube ersetzt, um die Vi-sualisierung des Kraftflusses zu ver-deutlichen. Bild 13 zeigt den x-Kraft-fluss der 2-schnittigen Verbindung, wo-bei wiederum nur ein Viertel infolgeder Symmetrie bezüglich y = z = 0 dar-gestellt ist. Die Kraftübertragung er-folgt ausschließlich über den Schrau-benschaft, die Wirkung der Reibungzwischen den Blechen infolge einerSchraubenvorspannung ist hier un-berücksichtigt. In Bild 13 ist wegen ei-ner besseren Übersichtlichkeit nur eineSchicht von Kraftflusslinien visualisiert,Bild 14 gibt jedoch einen Eindruck,wie der Kraftflussverlauf mehrschich-tig (hier zweischichtig bezüglich derz-Richtung) aussieht.




3.3 Torsion prismatischer Stäbe

Die Torsion prismatischer Stäbe umdie z-Achse ist gekennzeichnet durchdie Schubspannungen τzx und τzy (alleanderen Komponenten sind Null) undkann mit dem hydrodynamischenGleichnis nach Thomson [10] in Ver-bindung gebracht werden: In einemGefäß von der Querschnittsform destordierten Stabes werden bei konstan-ter Zirkulation Stromlinien erzeugt,die mit den Schubspannungslinien tor-dierter prismatischer Stäbe überein-stimmen. Die Schubspannungsliniensind Linien, die von der resultieren-den Schubspannung (τ2

zx + τ2zy)1/2 in

jedem Punkt tangiert werden. Dies istgleichbedeutend mit der Anwendungder Gln. (4d) und (5d). Der besondereNutzen bei der Thomsonschen Gefäß -strömung besteht nun darin, dass zu-sätzlich zur Gl. (4d) noch eine Bedin-gung für die konstante Zirkulationbesteht, die die quantitative Kopplungzwischen dem Geschwindigkeitsvek-tor v und dem Kraftflussvektor fz derGl. (5d) liefert. Das heißt, dass eineStrömung mit bestimmter Zirkulationeiner bestimmten (quantifizierbaren)Stab-Torsion zugeordnet werden kann.Wird nur eine Visualisierung der Kraft-flusslinien gewünscht, so ist eine sol-che quantitative Kopplung nicht nötig.Es genügt die Erkenntnis, dass infolgeder formalen Identität zwischen derhydromechanischen Kontinuitätsglei-

chung und dem statischem Gleich -gewicht eine Kraftflussdefinition sinn-voll ist.

Bild 15 zeigt eine geschlitzte Hohl -welle unter einem Torsionsmoment umdie z-Achse. Die gezeigten Kraftfluss-linien entsprechen der zirkulierendenGefäßströmung, aber auch den Hö hen -linien der Seifenhautanalogie [10] nachPrandtl. Der Unterschied zwischen derlinken und rechten Darstellung derKraftflusslinien in Bild 15 besteht inder Wichtung derselben. Bei korrek-ter Wichtung (rechts) ist die Dichte

der Kraftflusslinien ein Maß für dieGröße der Hauptschubspannungen.Diese ist im Allgemeinen nicht bekanntund im Bild 15a aus dem streamtrac -ing-Verfahren nicht korrekt dargestellt,da die Startpunkte der Integration desRichtungsfeldes vom An wender vor-zugeben sind. Bilder dieser Art zeigenzwar qualitativ den Kraftfluss, nichtjedoch quantitativ. Für eine korrekteWichtung in diesem Beispiel wird dieSoftware aus [8] benötigt.

Die Beispiele aus den Abschnit-ten 1, 3.1 und 3.2 sind dadurch ge-kennzeichnet, dass es ungestörte Span-nungsbereiche mit konstanter Direkt-spannung gibt. Werden dort die Start-punkte für die Integration der Kraft-flussrichtungen äquidistant gesetzt, sosind diese Punkte auch korrekt ge-wichtet. Die Dichte der Kraftflussli-nien ist dann ein Maß für die lokaleBeanspruchung der Struktur.

3.4 Kraftfluss in Gewindegängen

Der axialsymmetrisch approximierteKraftfluss in Gewindegängen ist oft-mals in Lehrbüchern des Maschinen-und Stahlbaus skizziert. Mit Hilfe derGl. (9) kann dieser genau berechnetwerden. Bild 16 zeigt die Kraftfluss -linien in einem M24-Bolzen mit Druck-mutter und verspanntem Flansch(Halbmodell bezüglich der Symmetrie-ebene y = –12 mm). Es handelt sich umeine rotationssymmetrische Idealisie-rung, nichtlineare Kontaktanalyse beiVernachlässigung der Gewindestei-

Bild 15. Geschlitzte Hohlwelle unter einem Torsionsmoment um die z-Achse a) Schubspannungstrajektorien bzw. Kraftflussvektoren (schwarz) entsprechend derGl. (5d); v. Misesspannungen (transparent: blau niedriger, rot hoher Spannungs-wert), Kraftflusslinen ungewichtet (rot), zwischen jeweils zwei Kraftflusslinen istder Betrag von fz konstant; b) Kraftflusslinien gewichtet: Zwischen allen Kontur-linien ist der Betrag von fz konstant und gleich groß – die Deformation (Verwölbung)ist überhöht dargestellt Fig. 15. Slit hollow shaft under torsion about the z-axis, a) shear stress trajectoriesor load path vectors (black) according to eq. (5d), v. Mises stress (transparent), un -weighted load path (red), b) weighted load path, deformed by warping

Bild 16. Y-Kraftfluss in Schraubverbindung mit Druckmutter und verspanntemFlansch; a) in der 3D-Darstellung mutieren die Kraftflusslinien zu konzentrischenRohren; b) standardmäßige 2D-Darstellung mit radial korrekt gewichteten Kraft-flusslinienFig. 16. Y-load path in a bolted connection, a) 3D graph of load path as concentrictubes, b) 2D standard graph of load path


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gung mit dem FEM-Programm Aba-qus. Dargestellt sind die Kraftfluss -linien der axialen z-Richtung. Zwi-schen jeweils zwei Kraftlinien bzw.konzentrischen Kraftröhren ist derKraftfluss fz = [τzr σzz] · Kraftröhren-dicke = konstant. Der flanschnahe Ge-windegang trägt am meisten. Für einegenaue Darstellung der Lastverteilungin den einzelnen Gewinde gängen müs-sen jedoch die Kraftflusslinien dichterermittelt werden, wie dies in Bild 17gezeigt ist.

Danksagung

Der Autor dankt dem Bundesministe-rium für Bildung und Forschung

(BMBF) sowie dem Projektträger Jü-lich (PTJ) für die Förderung eines Ver-bundforschungsvorhabens, aus demdiese Arbeit hervorgegangen ist.

Literatur

[1] Venkatraman, B., Patel, S.: StructuralMechanics with Introductions to Elasti-city and Plasticity. New York: McGraw-Hill Book Company 1970.

[2] Wyss, T.: Die Kraftfelder in elastischenKörpern. Berlin: Verlag von Julius Sprin-ger 1926.

[3] Waldman, W., Heller, M., Kaye, R.,Rose, F.: Advances in Two-dimensionalStructural Loadflow Visualisation. En-gineering Computations 19 (2002), pp.305–326.

[4] Kelly, D. W., Elsley, M.: A Procedurefor Determining Load Paths in ElasticContinua. Engineering Computations 12(1995), pp. 415–424.

[5] Moldenhauer, H.: Entwicklung voneffizienten, einfach anzuwendendenKon struktionsprinzipien für techni-sche Bauteile nach dem Vorbild derNatur. BMBF Förderkennzeichen: 01RI 0638 C, 1.2.2007–30.4.2010. Mitbe-teiligte Partner: KIT Karlsruhe, EJOTBaubefestigungen GmbH Bad Laasphe,Sachs Engineering Engen.

[6] Beitz, W., Küttner, K.: Dubbel – Ta-schenbuch für den Maschinenbau. Ber-lin: Springer-Verlag 1987.

[7] Wyss, T.: Forschungsarbeiten auf demGebiete des Ingenieurwesens. Beitragzur Spannungsuntersuchung an Knoten-blechen eiserner Fachwerke. Berlin: Ver-lag VDI 1923.

[8] Moldenhauer, H.: Berechnung varia-bler Faserverläufe zur Optimierung vonCompositestrukturen. Lightweight -design (2011), S. 51–56.

[9] Stahl-Informations-Zentrum: Anwen-dungen von Schrauben im Stahlbau,Merkblatt 322. Düsseldorf 2001.

[10] Szabó, I.: Höhere Technische Mecha-nik. Berlin 2001.

Autor dieses Beitrages:Dipl.-Ing. Herbert Moldenhauer,[email protected]. H. Moldenhauer GmbH,Im Brückengarten 9a, 63322 Rödermark

Bild 17. Detail aus Bild 16bmit dichterer Darstellung derKraftflusslinien; überlagert sinddie axialen Normalspannungenσzz (rot: hohe Zugspannungen,blau: hohe Druckspannungen)Fig. 17. Detail from Fig. 16bwith denser load path, overlaidby axial stresses σzz

Aktuell

Neue Lagerhalle für Stemcor

Das Tochterunternehmen ALS (Allge-meine Land- und Seespedition GmbH)des Logistikdienstleisters Lehnkeringvergrößert seinen Hauptstandort auf derSüdseite des Duisburger Parallelhafensum 23650 m2. Im Rahmen der langjähri-gen Zusammenarbeit mit dem interna-tional tätigen Stahlhändler Stemcor ent-stehen hier neue Lagerkapazitäten. Dieinsgesamt drei geplanten Lagerhallenfür Stahlträger und Langprodukte sinddarüber hinaus ein wichtiger Schritt fürdie Etablierung eines Stahlhubs für Im-portmengen in Duisburg. Lehnkering

Zunächst entsteht auf dem erweiter-ten Terrain eine 4050 m2 große Lager-halle mit eigener Krananlage. Der Bauder Halle soll nach derzeitigen Planun-gen bereits Ende 2011 abgeschlossensein. In weiteren Bauabschnitten wer-den auf dem Gelände sukzessive zweiweitere Hallen mit Krananlagen errich-tet. Neben der Lagerhaltung wird ALSauch Lager- und Distributionslogistik so-wie Value Added Services als Dienstleis-tungen erbringen.

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.stemcorflachstahl.comwww.lehnkering.com

und ALS betreiben damit nun auf insge-samt rund 82.000 m2 den Umschlag fürChemie- und Stahlprodukte im Duisbur-ger Parallelhafen.

„Duisburg ist für uns ein strategischerAusgangspunkt für die Distribution un-serer Produkte in Deutschland, den Be-nelux-Staaten, Österreich, der Schweizund anderen Nachbarländern. Mit Lehn-kering und ALS haben wir einen Partnergefunden, der auf den Umschlag und dieLagerhaltung von Stahl spezialisiert istund damit genau unseren Bedürfnissenund Anforderungen entspricht“, soThorsten Zips, Geschäftsführer StemcorFlachstahl GmbH.



Im Rahmen von Laborprüfungen wurde die Korrosionsschutz -wirkung organischer Beschichtungssysteme an Kanten von Stahl -konstruktionen untersucht. Die Kanten waren mit verschiedenenmechanischen und thermischen Verfahren vor dem Beschichtengerundet worden. Es kamen drei verschiedene Beschichtungs -systeme zum Einsatz, darunter ein sogenanntes kantenfreundlichesSystem. Für die Beurteilung der Korrosions schutzwirkung wurdendrei Kennwerte herangezogen: Kantenüberdeckungsgrad, Bar -rierewiderstand der Beschichtung und Antikorrosiv-Effekt. DiePrüfungen umfassten Messungen der Trockenschichtdicken anKanten und Flächen, Untersuchungen mittels elektrochemischerImpedanzspektroskopie (EIS) und beschleunigte Alterungsprüfun-gen in einer Wellentank-Simulationskammer. Im Teil 1 des Beitrags[34] waren Konzeption und Durchführung der Prüfungen sowiedie verwendeten Prüfkörper und Korrosionsschutzsystemebeschrie ben worden. Über die Ergebnisse der Laborprüfungenwird im vorliegenden Teil 2 berichtet.

Investigations into the corrosion protection on edges of steelconstructions – Results of laboratory investigations (Part 2). Basedon laboratory tests, the corrosion protection capability of organiccoating systems on edges of steel constructions was investigated.The edges were rounded with different mechanical and thermaltools. Three different coating systems were considered, wherebyone of the systems was a so-called edge retentive system. Threecriteria were utilized in order to assess the corrosion protectioncapability: edge coverage degree, barrier resistance of thecoating systems, and an anticorrosive effect. The tests includedDFT measurements on edges and areas, electrochemical impe-dance spectroscopy (EIS) measurements and accelerated ageingtests in a wave tank simulation chamber. Part 1 of the paper co-vered the general experimental design and details of the experi-mental procedure, whereas the present Part 2 reports about re-sults of the test programme.

Ergänzung zum Teil 1Herr Joachim Pflugfelder (SIKA Deutschland GmbH) hatfreundlicherweise darauf aufmerksam gemacht, dass imBereich des Brückenbaus der erforderliche Vorbereitungs-grad an Kanten in Abhängigkeit von der angenommenenSchutzdauer eines Korrosionsschutzsystems und der Kor-rosivitätskategorie festgelegt werden muss [35]. Entspre-chende Hinweise finden sich in Tabelle 7. (Aus der imTeil 1 [34] des Beitrages zitierten DIN EN ISO 8501-3 [1]war diese einschränkende Zuordnung bei der Überarbei-tung vor einigen Jahren allerdings gestrichen worden.)

5 Ergebnisse der Laborprüfungen5.1 Ergebnisse der Schichtdicke-Messungen

Schichtdickenverteilungen für das Beschichtungssystem 2sind in Tabelle 8 in Form von Querschliffen für zwei Kan-tenradien, erzeugt mittels verschiedener Bearbeitungsver-fahren, illustriert. Weitere Ergebnisse von Querschliffauf-nahmen sind in Tabelle 9 vorgestellt; hier sind auch dieentsprechenden, mittels Gl. (1) ermittelten KG-Werte auf-gelistet (vgl. [34]). Auf allen Bildern können ungleichmäßigeVerteilungen der Schichtdicken festgestellt werden; dieseErscheinung ist typisch für alle Versuchsbedingungen. Er-gebnisse detaillierterer Messungen an einer Beispielprobesind im Bild 9 zusammengefasst. Die Messwerte wurden wiefolgt ermittelt: Im Abstand von jeweils 1 cm (Lage) wurdeein Querschliff angefertigt, an dessen metallographischerAufnahme die Schichtdicke im Abstand von jeweils 0,5 mm(Position) bestimmt wurde. Bild 9a illustriert Lage und Posi-tion der Messstellen, und im Bild 9b sind die Ergebnisseder Schichtdickenmessungen dargestellt. Im Bild 9b kannerkannt werden, dass die Schichtdickenschwankungen anden Kantenbereichen wesentlich deutlicher ausgeprägtsind als in den Flächenbereichen. Dieser Effekt kann quan-titativ mittels der Standardabweichung der Schichtdickeausgedrückt werden: Sie beträgt für die im Bild dargestell-ten Messergebnisse σ = 24 μm für die Schichtdicke an denFlächen; und σ = 61 μm für die Schichtdicke an den Kan-ten. Die Schichtdicke über einer Kante, und somit auch der

Untersuchungen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen – Ergebnisse der Laborprüfungen (Teil 2)

Andreas W. MomberSascha BuchbachPeter Plagemann

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201201502

Tabelle 7. Zusammenhänge zwischen Schutzdauer, Korrosi-vitätskategorie und Vorbereitungsgrad [35]Table 7. Relationships between expected durability, corrosi-vity category and preparation grade [35]

Schutzdauer1) Korrosivitätskategorie2) Vorbereitungsgrad3) 4)

> 15 Jahre C1/C2 P1Oberhalb C2 P2

5 bis 15 Jahre C1 bis C3 P1Oberhalb C3 P2

< 5 Jahre C1 bis C4 P1C5 – Im P2

1) Zeitspannen für die Schutzdauer sind in DIN EN ISO 12944-1definiert

2) Korrosivitätskategorien sind in DIN EN ISO 12944-2 definiert3) P-Grade sind in Tabelle 1 definiert 4) in speziellen Fällen kann P3 festgelegt werden

10_041-048_Momber (1502)_2sp_000-000_Lener (1423).qxd 22.12.11 10:21 Seite 41

Kantenbedeckungsgrad, ist ein stochastischer Kennwert, derkeine eindeutigen Aussagen über die zu erwartende lokaleSchutzwirkung zulassen kann. Ein eindeutig definierterKennwert ist hingegen die im Bereich einer Kante gemes-sene geringste Trockenschichtdicke. Im Sinne einer Bar-rierewirkung sollte dieser Kennwert auch eine kritischeBedeutung haben.

In Tabelle 9 sind verschiedene gemessene KG-Wertegelistet, und zwar in Abhängigkeit von den verschiedenenBearbeitungsverfahren. Die KG-Werte liegen zwischen 0,63und 0,92; sie schwanken somit um einen Betrag von 46 %.Die Einflüsse der Bearbeitungswerkzeuge auf die Makro-geometrie der Kanten können deutlich unterschieden wer-den. Die Ergebnisse sind im Bild 10 für verschiedene Be-arbeitungsbedingungen zusammengefasst. In beiden Dar-stellungen kann erkannt werden, dass der Kantenbe-deckungsgrad vom Kantenradius unabhängig ist. Ein hö-herer R-Wert führt nicht zwangsläufig zu höheren Wertenfür KG. Verschiedentlich, insbesondere im Fall des Form-fräsers, aber auch im Fall der Flexbearbeitung, reduziertsich der Kantenbedeckungsgrad an einer besser gerundetenKante.

5.2 Ergebnisse der Prüfungen mit Elektrochemischer Impedanzspektroskopie (EIS)

Zunächst sollen Einzelergebnisse der ElektrochemischenImpedanzspektroskopie (EIS)-Messungen besprochen wer-

42

A. W. Momber/S. Buchbach/P. Plagemann · Untersuchungen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen – Ergebnisse der Laborprüfungen (Teil 2)


den. Im Bild 11 sind Werte für die Barrierewiderstände derdrei Beschichtungssysteme in Abhängigkeit von Bearbei-tungskennwerten für zwei Bearbeitungsverfahren über derPrüfdauer aufgetragen. Es fällt sofort auf, dass einige Vari-anten bereits nach 10 bzw. 20 Tagen extrem niedrige Wi-derstände aufweisen – unterhalb des als kritisch definier-ten Wertes von 106 Ω. Inspektionen der entsprechendenProben ergaben, dass stets Beschichtungsschäden vorlagen,insbesondere Blasen, Risse, mechanische Verletzungen odernadelstichförmige Unterrostungen. Einige Beispiele sind fürdie im Bild 11 mit den Buchstaben A bis C gekennzeichne-ten Prüfbedingungen in Tabelle 10 abgebildet. Diese Schä-den in den Beschichtungen müssen als Ursachen für einegeringe lokale Barrierewirkung der entsprechenden Sys-teme angesehen werden. Interessant ist weiterhin die Tat-sache, dass die in Tabelle 10 dargestellten Beschichtungs-schäden nicht notwendigerweise an den Stellen mit dengeringsten Schichtdicken auftraten. Es konnte auch grund-sätzlich kein eindeutiger Zusammenhang zwischen den

Bild 9. Schichtdickenverteilung an einer ausgewählten Probe(Festkörperlaser, R = 2 mm, Laserleistung 10 kW): a) Positio-nen der Messstellen, b) MessergebnisseFig. 9. Dry film thickness distribution on a selected sample(solid-state laser, R = 2 mm, laser power 10 kW): a) measu-rement positions; b) results

Tabelle 8. Beispiele für polierte Querschliffe mit zwei Kanten-radienTable 8. Examples for polished cross-sections with two edgeradii

Werkzeug R = 1 mm R = 2 mm

Flex

Formfräser

Feststofflaser

CO2-Laser

Plasma

a)

b)


43



Bild 10. Zusammenhang zwischen Bearbeitungswerkzeug, Kantenradius und Kantenbedeckungsgrad: a) erste Auslagerung,b) dritte AuslagerungFig. 10. Relationship between preparation tool, edge radius and edge coverage degree: a) first testing round, b) third testinground

Tabelle 9. Beispiele für polierte Querschliffe nach Bearbeitung mit unterschiedlichen WerkzeugenTable 9. Examples for polished cross-sections after treatment with different tools

KG 0,90 0,92 0,83 0,63 0,90 0,92

KG 0,83 0,78 0,88 0,82 0,94 0,92

KG 0,91 0,73 0,84 0,97 0,65 0,82

Quer

sch

liff

Quer

sch

liff

Quer

sch

liff

CO

2-L

aser

Pla

sma

Fes

tkörp

erla

ser

a) b)


Werten für Barrierewiderstand und der geringsten Schicht-dicke an den Kanten gefunden werden. Von wesentlicherpraktischer Bedeutung ist die Tatsache, dass die Beschich-tungsschäden mittels EIS-Messungen eindeutig erfasst wer-den können.

Die mittels EIS bestimmten Barrierewiderstände anden Kanten weisen einen typischen zeitlichen Verlauf auf,wie er beispielhaft im Bild 12 dargestellt ist. Es könnenzwei Verhaltensweisen unterschieden werden: kontinuier-liches und diskontinuierliches Verhalten. Die kontinuierlichverlaufenden Funktionen können in zwei Bereiche unter-teilt werden. In einem ersten Bereich, zwischen 20 bis 40 Ta-gen, nimmt der Widerstand zunächst ab. Diese Anfangs -reduktion kann mit der Wasseraufnahme der Beschichtung

44



erklärt werden. In einem zweiten Bereich nimmt der Wi-derstand dann einen annähernd konstanten Wert an. Dis-kontinuierliches Verhalten, im Bild 12 mit den Buchstabena bis e gekennzeichnet, ist durch ein plötzliches Absinkendes Widerstandes gekennzeichnet. Es wird offenbar durchein singuläres Ereignis ausgelöst.

Die Befunde der gemessenen kapazitiven Kennwertestimmen mit den beschriebenen Verhaltensweisen überein.Die kapazitiven Eigenschaften einer Beschichtung beru-hen – vereinfacht dargestellt – darauf, dass sie sich zwi-schen zwei Grenzflächen zu elektrisch leitfähigen Medien(Elektrolyt und metallisches Substrat) befindet, und somiteine Art Kondensator bildet. Die Kapazität der Schichtkann mittels eines sogenannten Constant Phase Element

Bild 11. Barrierewiderstand als Funktion von Prüfzeit, Beschichtungssystem und Kantenradius (s. Tabelle 10 für A, B undC): Bearbeitungsbedingungen: 1. Ziffer = Beschichtungssystem; 2. Ziffer = Kantenradius in mm; a) Bearbeitung mit CO2- Laser; b) Bearbeitung mit PlasmaFig. 11. Barrier resistance as function of testing duration, coating systeme and edge radius (see Table 10 for A, B and C): Preparation conditions: first number = coating system; second number = edge radius in mm; a) preparation with CO2 laser;b) preparation with plasma

Tabelle 10. Beschichtungsschäden in Regionen mit geringen Werten für den Barrierewiderstand (vergleiche Bilder 11a und b)Table 10. Coating defects in regions with low barrier resistance (compare Figs. 11a and b)

Werkzeug Bild (Situation)

CO2-Laser 11a (A) 11a (B) 11a (C)

Plasma 11b (A) 11b (B) 11b (C)

a) b)


45



bestimmt werden. Dieses Element ist gegenüber einer idea-len Kapazität (C) wie folgt definiert:

C = Yn0 (3)

Wie in Bild 13 zu erkennen ist, liegt der Wert für n nahebei 1, was dem Modell eines idealen Kondensators nahekommt (C = Y0). Der Kennwert Y0 steigt für die Probenmit kontinuierlichem Verhalten zunächst steil an, was aufdie Wasseraufnahme und die damit verbundenen dielek-trischen Eigenschaften der Beschichtung zurückzuführenist ([36], [37]). Der anschließende, wesentlich langsamerverlaufende Anstieg ist auf die Wirkung weiterer Prozessezurückzuführen, die jedoch nicht genauer spezifiziert wer-den kann. Dennoch zeigen die Ergebnisse, dass weiterhinstrukturelle Veränderungen in der Beschichtung ablaufen.In den Fällen der Proben mit diskontinuierlichem Verhal-ten können zu dem Zeitpunkt, an dem ein singuläres Er-eignis auftritt, die kapazitiven Eigenschaften nicht mehrzuverlässig bestimmt werden. Detaillierte Inspektionen derentsprechenden Proben ergaben, dass sich ein Riss in derBeschichtung gebildet hatte. An den Rissen wurden imweiteren Verlauf Korrosionsprodukte gefunden, was da-

rauf hinweist, dass sie bis zum Substrat reichen. Weiterhinwurde festgestellt, dass die Risse meist parallel zu denKanten angeordnet sind. Ein Beispiel ist im Bild 14 zu se-hen.

Die beschriebenen Beobachtungen weisen auf Riss-bildung aufgrund innerer Spannungen in den Beschich-tungssystemen hin. Als Ursache der Spannungen kann dienachgewiesene Wasseraufnahme der Beschichtungen an-genommen werden, die zu einem Quellen des Beschich-tungswerkstoffs führt. Als Kriterium für den beginnendenBeschichtungsabbau und die Einleitung von Korrosionkann somit das Auftreten einer kritischen inneren Span-nung in einem Beschichtungssystem angenommen werden.Entsprechende Untersuchungen finden sich in [38] und [39].In letzter Zeit publizierte Ergebnisse über die Wirksam-keit von faserverstärkten organischen Korrosionsschutz-beschichtungen für Wasserballasttanks stützen die An-nahme ebenfalls ([40], [41]).

Das konventionelle Kriterium „niedrigste Trocken-schichtdicke“ scheint hingegen, zumindest unter den vor-liegenden Beanspruchungsbedingungen, keine entschei-dende Rolle zu spielen. Da Risse an den Kanten nur lokalauftraten, spielen lokale Kantenmorphologie und Schicht-

Bild 12. Zeitliche Entwicklung des Barrierewiderstands unter verschiedenen ProzessbedingungenFig. 12. Temporal development of the barrier resistance under different process conditions

Bild 14. Aufgrund mechanischer Spannungen während der EIS-Prüfung aufgetretener Riss in einem Kantenschutzsystem: a) Aufsicht auf Kante, b) Querschliff Fig. 14. Crack formed on an edge protection system during EIS testing, caused by mechanical stresses: a) top view; b) cross-section

Bild 13. Zeitliche Entwicklung der kapazitiven Beschich-tungskennwerte Y0 (in S · sn) und n (dimensionslos) unter verschiedenen ProzessbedingungenFig. 13. Temporal development of the capacitive coating parameters Y0 (in S · sn) and n (dimensionless) under diffe-rent process conditions

a) b)


dickenverteilung, nicht aber globale Kennwerte, wie Run-dungsradius oder mittlere Trockenschichtdicke, maßgebli-che Rollen.

5.3 Ergebnisse der Prüfungen in der Wellentank- Simulationskammer

Ergebnisse der Wellentank-Prüfungen, basierend auf denmittels Gl. (2) ermittelten AE-Werten, sind im Bild 15 undin Tabelle 11 zusammengestellt. In der Darstellung der Er-gebnisse können verschiedene Tendenzen erkannt wer-den. Es wird zunächst deutlich, dass die lokale korrosiveBeanspruchung in den vier Kammersektionen einen ent-scheidenden Einfluss auf die Korrosionsschutzwirkung anden Kanten ausübt. Überraschenderweise wurden die ge-ringsten mittleren AE-Werte im Bereich mit unwesentlicherKorrosivität (vgl. Tabelle 4) am Boden der Kammer regis-triert, wo die Proben aufgrund der Tankbewegung zyklischgetaucht werden. Weder zusätzliche thermische noch Spritz-wasserbeanspruchung treten in dieser Kammersektion auf.Dieses Ergebnis kann erneut als Hinweis auf die Bedeu-tung der Feuchtigkeitsaufnahme der Beschichtungssystemeverstanden werden. Dieses Teilergebnis steht im Wider-spruch zu Ergebnissen von Korrosionsgeschwindigkeitsmes-sungen an Stählen unter Offshore-Beanspruchung, bei de-nen die höchste Geschwindigkeit in der Spritzwasserzoneauftritt [42]. Organische Beschichtungssysteme können inder stark korrosiven Spritzwasserzone eine gute Schutz-wirkung entfalten. Die höchsten mittleren AE-Werte wur-den unter schwacher korrosiver Beanspruchung durch zy-klisch auftretendes Spritzwasser registriert. Unter diesenBedingungen wurde auch die geringste Standardabwei-chung der AE-Werte verzeichnet (Tabelle 11). Die höchsteStandardabweichung der AE-Werte wurde unter hoherkorrosiver Beanspruchung registriert. In dieser Situationwirken sich Unterschiede bei der Bearbeitung der Kantenund bei der Auswahl des Beschichtungssystems offenbarbesonders aus. Dieses Ergebnis ist ein deutlicher Hinweisdarauf, dass beim Kantenschutz für angenommene hohekorrosive Beanspruchungen Stahlbauarbeiten sowie Be-schichtungsstoffauswahl und -applikation besonders kritischüberwacht werden müssen. Es kann auch im Vergleich derBilder 15a und 15c ein Zusammenhang zwischen Bearbei-tungswerkzeug und lokaler Korrosivität erkannt werden.Während der Formfräser bei hoher Korrosivität hohe AE-Werte liefert, können bei unwesentlicher Korrosivität nurgeringe AE-Werte realisiert werden. Es konnte weiterhin

46



Bild 15. Einfluss von lokaler Korrosivität in der Wellentank-Simulationskammer und Vorbereitungsverfahren auf denAE-Wert. Korrosive Beanspruchungen: a = 1 (hoch), b = 2(mittel), c = 4 (unwesentlich), d = 3 (schwach); Die Ziffern 1bis 4 entsprechen den Definitionen in Tabellen 4 und 11; dievier Säulen verkörpern verschiedene Beschichtungen undRadienFig. 15. Effect of local corrosivity in the wave tank simula-tion chamber and treatment tools on AE values. Corrosiveloads: a = 1 (high); b = 2 (moderate); c = 4 (low); d = 3 (weak):numbers 1 to 4 correspond to definitions in Tables 4 and 11;the four columns characterise different watings and R values

Tabelle 11. Einfluss der lokalen Korrosivität in der Wellen-tank-Simulationskammer auf den AE-Wert (s. auch Tabelle 4und Bild 15)Table 11. Effect of local corrosivity in the wave tank simu-lation chamber on AE values (see also Table 4 and Fig. 15)

Fall Lokale AE-Wert AE-WertKorrosivität (Mittelwert) (Standardabweichung)

1 hoch 49 18

2 mittel 52 13

3 schwach 61 9

4 unwesentlich 45 14

Vorbehandlung

AE

-Wer

tA

E-W

ert

AE

-Wer

tA

E-W

ert

Vorbehandlung

Vorbehandlung

Vorbehandlung

a)

b)

c)

d)


47



ein deutlicher Einfluss der Beschichtungssysteme auf dieAE-Werte festgestellt werden. Das kantentolerante System 3weist im Vergleich mit den konventionellen Systemen hö-here AE-Werte und somit eine sehr bessere Korrosions-schutzwirkung auf. Darüber wird demnächst gesondert imTeil 3 des Beitrages berichtet werden.

Bei den Ergebnissen der AE-Prüfungen konnte keineeindeutige Tendenz beim Einfluss des Kantenradius’ er-kannt werden. In lediglich 57 % aller untersuchten Pro-ben lagen die AE-Werte für R = 2 mm über denen für R =1 mm; in 30 % aller Fälle trat die umgekehrte Tendenzauf, und in 13 % aller Fälle konnte überhaupt kein signifi-kanter Unterschied zwischen den beiden Kantenradienfestgestellt werden.

Während der 3. Auslagerung wurden in der Tendenzniedrigere AE-Werte ermittelt. In diesen Fällen waren dieKanten aus betriebstechnischen Gründen mit einem etwasgröberen Strahlmittel vorbereitet worden, was zu einer er-höhten Rauheit auf den Kantenoberflächen führte. Bei glei-cher Makrogeometrie (Kantenradius) weisen die Probenaus der 1. bzw. der 3. Auslagerung eine unterschiedlicheMikromorphologie auf. Dieses Ergebnis bestätigt die Er-kenntnis, dass die Kantengeometrie allein kein eindeutigesKriterium für die Beurteilung der Korrosionsschutzwir-kung von organischen Kantenschutzsystemen sein kann.

6 Oberflächeneffekte

Die Zusammenhänge zwischen (globaler) Makrogeome-trie (R-Wert) und (lokaler) Mikromorphologie sind in Ta-belle 12 nochmals verdeutlicht.

In der DIN EN ISO 8785 [43] wird zwischen den Be-griffen „Bezugsoberfläche“ und „Oberflächentextur“ unter-schieden. Dabei hat die Bezugsoberfläche die Form einergeometrischen Oberfläche, und die Oberflächentextur be-stimmt wiederholte oder zufällige Abweichungen von dergeometrischen Oberfläche. Die Oberflächentextur beinhal-tet u. a. Rauheit, Welligkeit und Oberflächenunvollkom-menheiten. Diese hierarchische Unterteilung kann auf dasProblem der Kantengeometrie angewandt werden. In deroberen Bildreihe von Tabelle 12 ist dieser Ansatz illustriert.Die durch den Rundungsradius R vorgegebene Kreisum-fangslinie soll als Bezugsoberfläche BO aufgefasst werden(wobei die eigentliche Fläche aus dem Produkt von Kreis-ausschnittslänge L1-L2 und Kantenlänge gebildet wird). Dieeine Oberflächentextur aufweisende Fläche ist mit OT ge-kennzeichnet. Je mehr sich beide Flächen annähern, destoeindeutiger sollte der Einfluss des Rundungsradius’ R aufdie Korrosionsschutzwirkung organischer Beschichtungs-systeme ausfallen. Je weiter beide Flächen voneinander ab-weichen, desto stärker wird der Einfluss von Merkmalender Oberflächentextur hervortreten.

Danksagung

Das Projekt BEKAS wurde mit Mitteln des Bundesminis-teriums für Wirtschaft und Technologie (BMWi) gefördert,wofür an dieser Stelle gedankt werden soll. Die folgendenProjektpartner waren beteiligt: Center of Maritime Tech-nologies e.V., Hamburg; Fraunhofer AGP, Rostock; Fraun-hofer IFAM, Bremen; IMAWIS GmbH, Wismar; SLVMecklenburg-Vorpommern GmbH, Rostock. Die folgen-den assoziierten Partner waren beteiligt: DNV GermanyGmbH, Hamburg; Flensburger Schiffbau-Gesellschaft mbH,Flensburg; Meyer Werft GmbH, Papenburg; Peene WerftGmbH, Wolgast; TKMS Blohm+Voss Nordseewerke GmbH,Emden; Wadan (jetzt Nordic) Yards, Rostock. Wenn nichtanders gekennzeichnet, wurden alle Abbildungen vomFraunhofer IFAM, Bremen, und der Muehlhan AG, Ham-burg, zur Verfügung gestellt.

Literatur

[34] Buchbach, S., Plagemann, P., Momber, A. W.: Untersuchun-gen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktio-nen – Problemstellung und Versuchsdurchführung (Teil 1).Stahlbau 80 (2011), H. 1, S. 30–38.

[35] DIN EN 1092-2: Ausführungen von Stahltragwerken undAluminiumtragwerken – Teil 2: Technische Regeln für die Aus-führung von Stahltragwerken. Berlin: Beuth-Verlag, Dezem-ber 2008.

[36] Allahar, K. N., Hinderliter, B. R., Tallman, D. E., Bierwa-gen, G. P., Croll, S. G.: Water transport in multilayer organiccoatings. J. Electrochem. Soc. 155 (2008), Issue 8, p. F201.

[37] Holyoake, K., Yuan, J.: Electrochemical impedance spect-roscopy measurements of barrier coatings. Proc. Conf. on Cor-rosion and Prevention, Aukland, New Zealand, 19.–20. No-vember 2000.

[38] Øyen, A., Johnsen, R., Øystein-Knudsen, O., Bjørgum, A.,Polanco-Loria, M.: Internal stress and mechanical propertiesof paint films. NACE Corrosion 2007, Paper 07003, NACEInternational, Houston, TX, USA, 2007.

[39] Mills, G., Eliasson, J.: Factors influencing early crack de-velopment cargo and ballast tank coatings. J. of Prot. Coat.and Lin. 23 (2006), No. 2, pp. 10–21.

Tabelle 12. Unterscheidung zwischen identischer Makrogeo-metrie (R-Wert) und unterschiedlicher Mikromorphologie an gerundeten Kanten (Bilder: Fraunhofer AGP, Rostock; ergänzt durch die Autoren)Table 12. Differentiation between equal macro-geometryand unequal micro-morphology on rounded edges (photo-graphs: Fraunhofer AGP, Rostock; completed by authors)

R-Wert Geometrie und Morphologiein mm (Bezugsoberfläche und Oberflächentextur)

2,2

WIG-Schweißen Plasma

1,9

Plasma Plasma


[40] Pedersen, T. L., Jensen, C. K.: Fiber reinforced crack resis-tant coatings for ballast tanks. NACE Corrosion 2006, PaperNo. 06038, NACE International, Houston, TX, USA, 2006.

[41] Pedersen, L. T.: Advances in commercial marine coatingsthrough fibre reinforcement. PCE Marine Coatings Confe-rence, Hamburg, Germany, September (2008).

[42] Ault, P.: The use of coatings for corrosion control on off-shore oil structures. Protect. Coat. Europ. 11 (2006), No. 4,pp. 42–46.

[43] DIN EN ISO 8785: Oberflächenunvollkommenheiten: Be-griffe, Definitionen und Kenngrößen. Berlin: Beuth-Verlag,Oktober 1999.

48



Autoren dieses Beitrages:Privatdozent Dr.-Ing. habil. Andreas W. Momber,[email protected] AG, Schlinckstraße 3, 21107 Hamburg

Dipl.-Ing. Sascha Buchbach, [email protected],Dr. Peter Plagemann, pla@ ifam.fraunhofer.de,Fraunhofer Institut für Fertigungstechnik und Angewandte Materialforschung, Wiener Straße 12, 28359 Bremen

5. HDT-Fachtagung: Türme und Grün-dungen bei Windenergieanlagen

Die 5. Fachtagung „Türme und Grün-dungen bei Windenergieanlagen – Towersand Foundations for Wind Energy Con-verters“ am 28. und 29. Februar 2012 imHaus der Technik in Essen vermitteltkenntnisreiche Einblicke in die unter-schiedlichen Konstruktionen, in Bau-grunduntersuchungen und Fundament-berechnungen für Windkraftanlagen. Die Entwicklung der Windenergie zu einer der größten erneuerbaren Energie-quellen der Welt schreitet rasant voran.Mitte des Jahres 2011 waren in Deutsch-land ca. 28000 MW Nennleistung Wind-energie installiert. An Land sind dabeiTürme mit über 100 m eine Schlüssel-technologie. Eine sichere Unterkonstruk-tion, die in der Lage ist, den Belastun-gen von Sturm und – offshore – auchhohem Wellengang zu widerstehen istdabei zwingend notwendig. Immer grö -ßere Windkraftanlagen und die Entwick-lung hin zum Offshoreeinsatz stellen dieFachleute bei der Bemessung der Trag -strukturen vor neue Herausforderungen.Aktuelle Probleme bei den „Grouted

Joints“ (Offshore) sind dabei nur einStichwort. Mit der anstehenden Einfüh -rung der neuen Eurocodes im Jahr 2012wurde auch eine Aktualisierung der DIBt-Richtline für Windenergieanlagen (WEA)erforderlich.

Aktuell

Spezielle Themen der Fachtagungsind Schalenstabilität, Ermüdungsnach-weise und konstruktive Details der Ver-bindungen. Sowohl Einwirkungen wieNachweise für Türme und Gründungenvon WEA werden durch die Aktualisie-rung der DIBt-Richtlinie WEA novelliertund im Rahmen dieser Veranstaltungvorgestellt. Praxiserfahrungen stehen da-bei im Vordergrund der Ausführungen.Zum Thema Offshore wird ergänzendauch über das Trag- und Ermüdungsver-halten von Grouted Joints und die In-standsetzung von Grouted Joints in Mo-nopiles berichtet. Die Veranstaltung fin-det in Kooperation mit der Leibniz Uni-versität Hannover statt. Geleitet wirddie Tagung von Prof. Dr. Peter Schau-mann vom Institut für Stahlbau derLeibniz Universität Hannover.

Aufgrund der hohen Nachfrage ausdem Ausland wird die Veranstaltung mitSimultanübersetzung angeboten. Einebegleitende Fachausstellung rundet dasAngebot ab.

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.hdt-essen.de/htd/veranstaltungen


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Fachthemen

© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 81 (2012), Heft 1

In der DIN EN ISO 12944, Teil 2, wird die Korrosionsbelastung in Hallenbädern einer Korro-sivitätskategorie C4 (starke Korrosionsbelastung) zugeordnet. Folgt man den Angabendieser Norm, dann sollte bei verzinkten Bauteilen der jährliche Zinkabtrag in einer Hallen-schwimmbadatmosphäre mehrere Mikrometer betragen. Ein solches Korrosionsverhal-ten stimmt jedoch nicht mit den baupraktischen Erfahrungen überein.Im vorliegenden Beitrag wird die Badatmosphäre aus korrosionschemischer Sicht be -trachtet. Weiterhin werden Untersuchungen an verzinkten Bauteilen in bis zu 40 Jahrealten Hallenschwimmbädern dargestellt, und es werden Ergebnisse zur langzeitigenZinkkorrosion in einem im Hinblick auf die Korrosionsbeanspruchung eher kritischen Baddargelegt. Danach ist die Zinkkorrosion in den mit Leitungswasser betriebenen normalenHallenschwimmbädern erheblich geringer als in der DIN EN ISO 12944 ausgewiesen. Eswird ein Vorschlag unterbreitet, diesem Sachverhalt im Regelwerk Rechnung zu tragen.

Are reservations against the usage of galvanized building elements for indoor poolsjustified? According to DIN EN ISO 12944, part 2, the corrosion exposure in indoor poolsfalls under corrosion category C4 (severe corrosion exposure). Consequently, the zinccorrosion of the galvanized building elements exposed to an indoor pool atmospherewould amount to several micrometers. However, this kind of corrosion behaviour doesnot correspond with the practical building experiences.This paper pertains to chemical corrosion in a pool atmosphere. Furthermore, the investi-gations of galvanized building elements in up to 40-year-old indoor swimming pools aresummarized and the results of long-time zinc corrosion in a rather critical pool atmosphereare presented. Accordingly, the zinc corrosion in a normal indoor pool using tap water issubstantially lower than stated in DIN EN ISO 12944. It is proposed that account shouldbe taken pertaining to this issue.

struktionen und deren Verbindungs-mittel ausgesetzt sein können. Sie de-finieren für die atmosphärische Kor-rosion sogenannte Korrosionskatego-rien, wobei die Korrosionsbelastungin der Reihenfolge C1 bis C5 ansteigt.Tabelle 1 zeigt die Übersicht typischer,nach Korrosivitätskategorien geord-nete Umgebungen für den Innenbe-reich. Hallenschwimmbäder werdenin eine Korrosivitätskategorie C4(starke Korrosionsbelastung) einge-ordnet. Dabei wird davon ausgegan-gen, dass hier ständig hohe Feuchte,auch Kondensation und mäßig hoheVerunreinigungen an Schadgasen undAerosolen vorherrschen. Die Normengeben auch Hinweise zum Anfangs-korrosionsverhalten (Dickenabnah me)der Baumetalle.

Folgt man den Angaben in Ta-belle 2, dann sollte der Zinkabtrag ineiner Hallenbadatmosphäre unterBedingungen einer Korrosivitätskate-gorie C4 im ersten Jahr eines Einsat-zes im Bad 2,1 bis 4,2 μm betragen, inden Folgejahren wäre der Abtrag dannwegen einer Ausbildung korrosions-schützender Deckschichten geringfü-gig geringer. Aus den genannten Ab-tragungen müsste man beispielsweisefolgern, dass die etwa 60 μm starkeZinkauflage einer feuerverzinkten HV-Schraube nach etwa 14 bis 28 Jahrenaufgebraucht ist. Dies würde bedeu-ten, dass solche Schrauben nicht ohnezusätzlichen Korrosionsschutz in Bä-dern eingesetzt werden können, da inder Bautechnik der Korrosionsschutzim Regelfall auf 50 Jahre ausgelegtwird.

Das angenommene Korrosions-verhalten stimmt jedoch nicht mit denbaupraktischen Erfahrungen überein,zumal in einem Hallenbad die für C4ausgewiesenen Umgebungen (ständig

Ulf Nürnberger

Sind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbädern gerechtfertigt?

1 Ausgangssituation

Für Dachtragwerke, Unterkonstruktio-nen, Verbindungs- und Befestigungs-elemente in Hallenbädern wird in vie-len Fällen unlegierter Stahl mit einerVerzinkung als Korrosionsschutz ver-wendet. Die Bauteile sind – stückverzinkt (z. B. Bauprofile und

HV-Schrauben) – kontinuierlich verzinkt (z. B. Bleche

im Dachbereich und für Abluftka-näle, Abhänger aus Schlitzbändernund Drähten, Klemmfedern fürSchnellspannabhänger)

– oder galvanisch verzinkt (z. B. Ab-hänger bestehend aus Gewindestan-gen und Muttern, Klemmfedern fürSchnellspannabhänger).

Während über Korrosionsschäden anluftberührten Bauteilen aus nichtros-tendem Stahl hin und wieder berich-tet wurde ([1] bis [3]), ist es um dieAnwendung verzinkter Stähle in Hal-lenschwimmbädern vergleichsweiseru hig. Über negative Erfahrungenzum Korrosionsverhalten wurde bis-her nicht berichtet. Dagegen ist der inden meisten, auch älteren Hallen-schwimmbädern festgestellte sehr guteZustand verzinkter Bauteile bekannt([2], [4]).

Im Widerspruch hierzu stehen dieAngaben in der DIN EN ISO 12944-2[5] bzw. EN 12500 [6] zur Zinkkorro-sion in Hallenbädern. Diese Normengeben Hinweise zur Einteilung vonUm gebungsbedingungen, denen Kon-

DOI: 10.1002/stab.201201503

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U. Nürnberger · Sind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbädern gerechtfertigt?


hohe Feuchte bzw. Kondensation)höchstens gelegentlich zutreffen (Ab-schnitt 3).

Die Einordnung der Hallenbä-der in C4 ist somit aus Sicht einer Be-urteilung von verzinkten Stählen nichtrealistisch und, wie im Folgenden ge-zeigt wird, korrosionstechnisch auchnicht begründbar. Die Einordnungnach C4 orientiert sich in erster Liniean den in einigen Fällen an nichtros-tenden Stählen in Hallenbädern fest-gestellten Korrosionserscheinungenund Schäden. Nicht ausreichend hochlegierte nichtrostende Stähle erleidenin einer Hallenbadatmosphäre Loch-

und Spannungsrisskorrosion ([1] bis[3], [7]). Infolge Spannungsrisskorro-sion kann es zu dem spontanen Ver-sagen einer belasteten Konstruktionkommen. Zink und Stahl werden ineiner Hallenbadatmosphäre eherdurch eine gleichmäßige Flächenkor-rosion angegriffen und dieser Flächen-abtrag erfolgt beim Zink sehr langsam.Da die Festigkeiten der verzinktenStähle, von Ausnahmen abgesehen(z. B. HV-Schrauben der Festigkeits-klasse 10.9), unter 1000 N/mm2 lie-gen, kann bei diesen Werkstoffen auchjegliche Form von Spannungsrisskor-rosion ausgeschlossen werden [7].

In der Folge wird das Klima inHallenschwimmbädern aus korro -sions technischer Sicht dargelegt. An-schließend wird das Korrosionsver-halten von Zink unter Berücksichti-gung dieser Einflüsse beschrieben.An hand von Beispielen wird sodanndas Langzeitverhalten verzinkterStäh le in Hallenschwimmbädern auf-gezeigt, und es wird über Langzeit-auslagerungen stückverzinkter Ble-che in verschiedenen Atmosphären –auch in einem Hallenschwimmbad –berichtet. Schließ lich wird ein Vor-schlag zur realistischen Einstufungdes Korrosionsverhaltens verzinkterStähle in Hallenbädern unterbreitet.

2 Hallenbadklima

Die Korrosivität einer Hallenbadatmo-sphäre für Metallteile kann auf fol-gende Ursachen zurückzuführen sein([1], [7]): Wasserdampfgehalt und eineerhöhte Temperatur der Luft, gelegent-lich Kondenswasserbildung, Ablage-rungen salzhaltiger Aerosole und Des-infektionsbehandlung des Badewas-sers.

2.1 Die Feuchte im Bad

Die Hallenbadluft ist aufgrund derWasserverdunstung immer relativfeucht. Die vorhandene Luftfeuchtig-keit stellt eine Belastung für anwe-sende Personen und für die vorhan-denen Baustoffe dar. Die Verduns-tungsmenge ist vor allem abhängigvon dem Verhältnis von Raum- zuWassertemperatur, der Beckengrößeund der Wellenbewegung (je größerdie Bewegung an der Wasseroberflä-che desto höher die Verdunstungs-menge). Um den Aufenthalt für denBadegast erträglich zu machen undzur Vermeidung von Gesundheitsrisi-ken (Kondensat ist ein Nährbodenfür z. B. Schimmelpilze), muss mittelsgeeigneter Lüftungs- und Klimatisie-rungsmaßnahmen (Austausch feuchterLuft durch Frischluft) dafür gesorgtwerden, dass die sogenannte Schwüle -grenze im Hallenbad möglichst nichtüberschritten wird. Sie liegt nach [8]bei einem unbekleideten Menschenbei einem Wassergehalt von 14,3 g/kgtrockener Luft. Das entspricht bei ei-ner Temperatur der Hallenbadluft vonbeispielsweise 28 °C einer relativenLuftfeuchte von etwa 60 %. Eine Be-grenzung der Luftfeuchte ist auch er-

Tabelle 1. Korrosionsbelastung typischer Innenbereiche (nach [5]) Table 1. Corrosion exposure of typical indoor areas (after [5])

Korr. typische Umgebung Korrosions-kateg. belastung

C1 geheizte Innenräume trockenes Klima unbedeutend(Büros, Schulen, Wohnräume) keine Verunreinigungen

C2 ungeheizte Innenräume wie relat. Luftfeuchte wie außen, geringSporthallen, Lager Kondensation möglich;(auch nach außen offen) keine Verunreinigungen

C3 Produktionsräume und Ge- wiederholt hohe Luftfeuche/ mäßigwerbe (Wäschereien, Vieh- Kondensation und/oder geringeställe, Brauereien, Molkereien, VerunreinigungenSchlachthöfe)

C4 Chemieanlagen, Hallen- ständig hohe Feuchte/Konden- starkschwimmbäder, intensiv sation und/oder mäßige Verun-genutzte Feuchträume reinigungen (saure Schadgase,

Aerosole)

C5 Industrielle Gebäude/ ständig hohe Feuchte/Konden- sehr starkBereiche, Salzlager, Solebäder sation und/oder starke Verun-

reinigungen mit vor allemSchadgasen

Tabelle 2. Korrosion der Baumetalle im ersten Jahr einer Auslagerung für unter-schiedliche Korrosivitätskategorien nach DIN EN ISO 12944-2 [5]Table 2. Corrosion rates for the first year of exposure fort the different corrosivitycategories after DIN EN ISO 12944-2 [5]

Korros. kateg. Dickenabnahme in μm/aKorros.belastg. Fe Zn Al Cu

C1unbedeutend

≤ 1,3 ≤ 0,1 0 ≤ 0,1

C2gering

1,3 bis ≤ 25 0,1 bis ≤ 0,7 ≤ 0,2 0,1 bis ≤ 0,6

C3mäßig

25 bis ≤ 50 0,7 bis ≤ 2,1 0,2 bis ≤ 0,7 0,6 bis ≤ 1,3

C4stark

50 bis ≤ 80 2,1 bis ≤ 4,2 0,7 bis ≤ 1,8 1,3 bis ≤ 2,8

C5-Isehr stark

80 bis ≤ 200 4,2 bis ≤ 8,4 1,8 bis ≤ 3,6 2,8 bis ≤ 5,6C5-M

sehr stark




forderlich, um Kondenswasserbildungzu erschweren und hierdurch bedingteBauschäden zu vermeiden.

Bei sachgerechter Klimatisierungstellt die Bildung von Wasserfilmen in-folge Taupunktunterschreitung zumin-dest für Zink die hauptsächlichsteKorrosionsgefährdung in normalen(mit Leitungswasser betriebenen) Hal-lenbädern dar. Luft enthält bekannt-lich Feuchte in Form von gasförmigemWasser. Sie nimmt bei steigender Tem-peratur zunehmend eine bestimmtemaximale Menge an Wasserdampf auf(Bild 1). Schwimmbäder haben deshalbstets einen erhöhten Wasserdampfge-halt. Im Vergleich zu Wohnungen miteiner Temperatur von 20 °C kann beigleicher relativer Luftfeuchte in Hal-lenbädern bei 30 °C der Wasser-dampfgehalt der Luft nahezu verdop-pelt sein, falls keine Feuchte mittelseiner Lüftung abgeführt wird.

Wird feuchte Luft in einem um-schlossenen Raum abgekühlt, so steigtihre relative Feuchte, sofern keineFeuchtigkeit entzogen wird. Kondens-wasser wird gebildet, wenn wasser-dampfhaltige Luft abgekühlt wirdbzw. mit kälteren Bauteilen in Kon-takt steht und dadurch die max. mög-liche Sättigungskonzentration über-schritten wird. Temperaturdifferen-zen ergeben sich aus der Wirkungvon Wärmebrücken. Dies sind Stel-len in der Konstruktion, die einen ge-ringeren Wärmedämmwert aufweisenals ihre Umgebung. Hierzu gehörenmeistens Metallteile, welche einenzeitweise kälteren Außenbereich miteiner wärmeren Umgebung verbin-

den. Die Metallteile sind dann wegenihrer besseren Temperaturleitfähig-keit kälter als ihre Umgebung miteher wärmedämmenden Eigenschaf-ten. Man erkennt in Bild 1, dass zurAusscheidung von Wasser aus derwasserdampfhaltigen Luft eine umsogeringere Temperaturdifferenz (Ab-kühlung) erforderlich ist, je höher dierelative Luftfeuchte ist: Es muss bei80 % r. F. von 20 auf 16 °C und bei50 % r. F. von 20 auf 9 °C abgekühltwerden, bevor es zur Kondensationkommen kann. Für den für Hallenbä-der geforderten max. Wassergehalt von14,3 g/kg, dem bei 28 °C eine relativeLuftfeuchte von 60 % entspricht, liegtder Taupunkt bei 19,5 °C. Tauwasserbildet sich somit nur dann, wenn Luftan Metallflächen abkühlt, deren Tem-peratur 8,5 °C unter der Lufttempera-tur liegt. Bei Vermeidung von Wärme-brücken kann eine solche Tempera-turdifferenz von Bauteil und Luft nichtvorkommen. Aber selbst an vorhan-denen Wärmebrücken stellt eine sol-che Temperaturdifferenz ein eher sel-tenes Ereignis dar.

2.2 Salzgehalt der Luft

Über Konvektion werden Salze wieNatriumchlorid NaCl gelöst in feins-ten Wassertröpfchen aus dem Bade-wasser ausgetragen und lagern sichzusammen mit Stäuben auf Metalltei-len ab. Während der Chloridgehalt imWasser von Süßwasserschwimmbe-cken im Bereich von 0,1 g/l Cl– liegt,beinhaltet Mineral- oder gar Solewas-ser je nach Zusammensetzung einVielfaches an Chlorid. In sich abla-gernden Feststoffen wurden in übli-chen mit Leitungswasser betriebenenSchwimmbädern bis zu 5 M.-% Chlor

gefunden; in einem Mineralbad wur-den 18 M.-% und in einem Solebad40 M.-% Chlor (jeweils als Chloridvorliegend) gemessen [1]. Zwar ist dieHallenbadatmosphäre im Regelfallnicht so feucht, dass (bei Abwesenheitvon Wärmebrücken) auf den Oberflä-chen von Metallteilen Wasserfilmeexistieren, jedoch können einige Salzeaufgrund ihres hygroskopischen Cha-rakters bereits bei den üblichen relati-ven Luftfeuchten trockener Innen-räume gesättigte Salzlösungen bildenund somit auch in Innenräumen wieHallenschwimmbädern kritische Kor-rosionsbedingungen schaffen [2]. DieFähigkeit zur Bildung korrosionsag-gressiver Salzlösungen hängt ab vonder Art der Salze und dem Gehaltdieser Salze in der Hallenbadatmo-sphäre.

Unter hygroskopisch verstehtman das Verhalten eines Salzes, ausder Luft dampfförmiges Wasser zu bin-den. Als ausgeprägt hygroskopischeSubstanzen fördern einige Salze auchbei geringen relativen Luftfeuchtendie Bildung wässriger Lösungen. Beider sogenannten Sättigungsfeuchte(Bild 2 zeigt die auf 20 °C bezogenenSättigungsfeuchten), einer für jedesSalz charakteristischen relativen Luft-feuchte, bilden Salze gesättigte Salz-lösungen. Oberhalb der Sättigungs-feuchte nimmt das Salz bei steigenderrelativer Feuchte weiter Wasser aufund zerfließt. Mit dieser zusätzlichenWasseraufnahme geht eine zuneh-mende Verdünnung der Salzlösungeinher. Nach Überschreiten der Sätti-gungsfeuchte kann somit bei Metal-len im Kontakt mit Aerosolen mit derBildung eines salzhaltigen Elektroly-ten und somit mit Korrosion gerech-net werden.

Bild 1. Wassergehalt der Luft in Ab-hängigkeit von der Temperatur und derrelativen LuftfeuchteFig. 1. Moisture content of the air as afunction of the temperature and the re-lative humidity

Bild 2. Sättigungs-feuchte einigerNeutralsalze [1]Fig. 2. Moisture saturation of someneutral salts [1]


52



Beim Salzgehalt von Leitungs-wasser dominiert anteilmäßig das Natriumchlorid. Natriumchlorid hateine Sättigungsfeuchte von 78 % undwirkt infolge seines hygroskopischenVerhaltens somit nur dann korrosiv,wenn im Schwimmbad ständig über-höhte Luftfeuchten oder Kondens-wasser vorliegen, was im Regelfallausgeschlossen werden kann. In Mi-neral- und Solewässern sind bei er-höhten Neutralsalzgehalten häufigdie stark hygroskopischen Salze Cal-cium- und Magnesiumchlorid anteil-mäßig enthalten, die sich bereits introckenen Innnenklimaten mit Luft-feuchten von wenig mehr als 30 %verflüssigen.

2.3 Desinfektionsbehandlung

Eine weitere Besonderheit der Korro-sivität der Atmosphäre in Hallenbä-dern resultiert aus der Desinfektions-behandlung des Badewassers ([1], [2]).Überwiegend wird nach dem Chlor-gas-Verfahren desinfiziert. Das demBadewasser zudosierte Chlor reagiertmit Wasser zu hypochloriger SäureHOCl und Salzsäure HCl

Cl2 + H2O ↔ HCl + HOCl (1)

HOCl ist mit ihrer starken Oxidations-kraft der desinfizierende Wirkstoff. ImSchwimmbadewasser reagiert die hy-pochlorige Säure mit allen organischenoxidierbaren Substanzen und Verbin-dungen, sie wird also verbraucht. Siezerfällt in Wasser weiter gemäß

2HOCl ↔ 2HCl + O2 (2)

Um die desinfizierende Wirkung zu er-halten, soll der Gehalt an freiem Chlormindestens 0,3 g/l betragen, jedoch0,5 bis 0,6 mg/l nicht überschreiten.

Aus dem überwiegend als HOClvorliegenden überschüssigen Chlorkann sich durch Umkehrung der Re-aktion (1) über dem Schwimmbeckenstets auch wieder Chlorgas bilden undin die Umgebung entweichen. Insbe-sondere wenn die normgemäßen Wertefür freies Chlor überschritten werden,kann der Gehalt der Schwimmbadluftan Chlor höher sein. Aufgrund des Ge -haltes der Hallenluft an freiem Chlorund Chloridsalzen (Abschnitt 2.2) kön-nen sich diese Stoffe auf Metallteilenabsetzen und auch aufkonzentrieren,falls die Bauteile, wie insbesondere bei

Bauteilen im Deckenbereich gegeben,weder gereinigt noch wasserumspültwerden. In vorhandenen Elektrolytfil-men ist somit die Bildung von Salz-säure und hypochloriger Säure mög-lich. Letztere ist ein starkes Oxidations -mittel, wodurch insbesondere beipassiven Metallen die Korrosionsge-fahr erhöht wird.

2.4 Wertung der Hallenbadatmosphäreim Hinblick auf die Korrosion nicht-rostender Stähle und verzinkterStähle

Aus den Abschnitten 2.1 bis 2.3 gehthervor, dass auf Bauteiloberflächen imZusammenwirken mit Wasser (Tau-wasser, Salzlösung) ein saurer und, jenach Art des Bades, auch ein salzrei-cher Elektrolyt mit stark oxidierendenEigenschaften entstehen kann. Hier-durch werden Voraussetzungen füreine verstärkte Korrosion von Metall-teilen in der Hallenbadatmosphäre ge-schaffen. Allerdings ist das Verhaltender Metalle in dieser Umgebung un-terschiedlich:

Insbesondere nichtrostende Stäh -le der Korrosionswiderstandsklasse IIund III (z. B. Stähle der Werkstoff-Nr. 1.4301 und 1.4401) [9] weisen einebesondere Sensibilität gegenüber Chlo-riden und Säuren auf, da Loch- undSpannungsrisskorrosion möglich wer-den ([1], [2]). Auch die Wirkung desHypochloritions (ClO–) ist bei diesenWerkstoffen in Verbindung mit Chlo-riden besonders ausgeprägt [10]: Eszerstört die Passivschicht und erhöhtaufgrund seiner hohen Oxidationskraftstark das Redoxpotential. Bei nichtros-tenden Stählen ist zu beachten, dassdas primäre Reaktionsprodukt HOClgemäß Gl. (2) schon durch Spurenvon Nickel- und Eisenionen zu Salz-säure HCl umgesetzt wird, wodurchder Oberflächenelektrolyt dann starksauer reagiert. Auf den Oberflächennichtrostender Stähle in Hallenbädernwurden bei Korrosionsprodukten pH-Werte um 3 ermittelt [1].

Beim verzinkten Stahl werdenChlorid- und auch Sulfationen in ho-hem Maße zu stabilen, schwerlösli-chen hydroxidischen Reaktionspro-dukten des Zinks abgebunden. UnterBerücksichtigung der geringen Chlo-ridgehalte im Leitungswasser ist des-halb bei Zink in normalen Hallen-schwimmbädern nicht von einer er-höhten Korrosionsbelastung durch

Chlorid und auch Sulfat auszugehen.Nur bei Vorliegen der stark hygrosko-pischen Salze wie Calcium- und Ma -gnesiumchlorid in erhöhten Konzen-trationen in Mineral- und Solebädernmuss bei Zink mit einer deutlich erhöhten Korrosionsbeanspruchunggerechnet werden, wobei auch der Ge -halt dieser Salze im Wasser entschei-dend ist. Die Erhöhung der Oxida tions -kraft (des Redoxpotentials) durch Hy-pochlorit macht sich bei Zink ober-flächen lediglich durch eine geringeErhöhung der Abtragsrate bemerkbar[1]. Bei verzinktem Stahl reagierendie Korrosionsprodukte auch in Hal-lenschwimmbädern mit pH 7 bis 7,3neutral [1].

Der Einfluss von Neutralsalzenwie Chloriden und einer Desinfek -tionsbehandlung auf die Flächenkor-rosion von Zink ist somit nach bishe-rigen Erkenntnissen weniger gravie-rend als auf die Loch- und Spannungs-risskorrosion bei nichtrostenden Stäh-len.

3 Korrosionsverhalten feuerverzinkterBauteile an der Atmosphäre

3.1 Allgemeines Korrosionsverhalten

Um Korrosionsschäden zu vermeiden,werden Konstruktionen aus unlegier-tem Stahl üblicherweise geschützt,damit sie den Korrosionsbelastungenwährend der Nutzungsdauer standhal-ten. Es existieren verschiedene Mög-lichkeiten eines Korrosionsschutzes.Im vorliegenden Fall steht der tech-nisch überaus bedeutsame Schutzdurch eine Feuerverzinkung im Vor-dergrund. Die Schutzwirkung vonverzinktem Stahl in den verschiedens-ten wässrigen bzw. wasserhaltigenMedien beruht zunächst auf einer Aus -bildung von korrosionsschützendenDeckschichten aus Zinkkorrosions-produkten. An der Atmosphäre ent-steht unter der Einwirkung der Luft-feuchte zunächst Zinkhydroxid, dasmit dem Kohlendioxid der Luft zu ba-sischem Zinkcarbonat umgewandeltwird. Dieses Reaktionsprodukt istschwer wasserlöslich und bildet somiteine Schutzschicht (Deckschicht).Durch die Korrosionsbeständigkeitwird bei einer Verzinkung auch derdarunter befindliche Stahl vor Korro-sion geschützt. Mit der Zeit wird dieSchutzschicht durch atmosphärischeEinflüsse abgetragen und aus demZinkuntergrund ständig erneuert, was




letztlich eine Flächenkorrosion desZinks bewirkt. Dieser Abtrag erfolgtüber größere Zeiträume gemittelt mitzeitlich konstanter Korrosionsge-schwindigkeit, falls die Korrosionsbe-dingungen gleich bleiben. Nach erfolg-tem Zinkabtrag setzt Stahlkorrosionein.

Die Geschwindigkeit der Korro-sion hängt bei der atmosphärischenKorrosion ausschließlich vom Was-serdampfgehalt und dem Schadstoff-gehalt der Luft ab. Badspezifisch sindbei Zink folgende Zusammenhängezu be achten (s. a. Abschnitt 2): Derkorrosionsverstärkende Einfluss ausNeutralsalzen und der Desinfek tions -be hand lung des Badewassers ist ver -gleichsweise gering. Erhöhte Abtrags-raten sind beim Zink nur dann zu erwarten, wenn sich auf den Bauteil -oberflächen Tauwasser niederschlägtund auch längerfristig halten kann.Dann wird die Bildung der kor -rosionsschützenden carbonatischenDeckschichten behindert. Es bildetsich Weißrost (Zinkhydroxid), wel-ches keine Schutzwirkung aufweist.

3.2 Zinkkorrosion in Hallenschwimmbädern

Zum Korrosionsverhalten von Zinkin Schwimmbädern wurden wieder-holt vergleichende Untersuchungenmit nichtrostenden Stählen ange-stellt. Über drei solcher Untersuchun-gen wird im Folgenden berichtet.

3.2.1 Untersuchung 1

Die EMPA, die größte Materialprü-fungsanstalt der Schweiz, hat nachdem auf Spannungsrisskorrosion annichtrostenden Stähle zurückzufüh-rende Deckeneinsturz im Hallenbad

Uster mit tragischen Folgen ([1] bis[3]) in über 120 Hallenbädern Kon-trollen an den Befestigungselementendurchgeführt [4]. An 86 % der Befesti-gungselemente aus verzinktem Stahlkonnte keine oder nur geringfügigeKorrosion festgestellt werden. 87 %der Befestigungselemente aus nicht-rostenden Stählen waren in Form vonLochkorrosion und/oder Spannungs-risskorrosion angegriffen. Der Berichtkommt zu dem Ergebnis, dass sichBefestigungselemente aus verzinktemStahl beim Einsatz in mit Leitungs-wasser betriebenen Hallenschwimm-bädern außerhalb des Spritzwasser-bereiches gut bewährt haben.


Um das Korrosionsverhalten zu un-tersuchen, wurden in einer umfang-reichen Untersuchung in der chlor-haltigen Atmosphäre des Schwallwas-serbeckens eines Hallenbades einfeuerverzinkter Bandstahl, neun nicht-rostende Stähle und zwei Nickellegie -rungen über eine Dauer von max. 68Monaten ausgelagert [12]. Nahezufrei von mit Rostbildung einherge-hender Stahlkorrosion blieben in die-ser Zeit lediglich der feuerverzinkteStahl und die sehr hoch legiertennichtrostenden Stähle der Werkstoff-Nr. 1.4529, 1.4539 sowie 1.4575.


Von der MPA Universität Stuttgartwurden innerhalb der letzten 20Jahre etwa 30 Hallenschwimmbäderuntersucht ([2], [13]), wobei in 22 Bä-dern verzinkte Einbauteile vorgefun-den wurden. Bei den Untersuchun-gen wurden wiederholt Schäden inForm von Lochkorrosion und korro-

sionsbedingten Brüchen an Bauteilenund Verbindungsmitteln aus nichtausreichend hoch legierten und der-zeit für tragende Bauteile in Hallen-bädern nicht zugelassenen nichtros-tenden Stählen festgestellt. VerzinkteOberflächen waren dagegen auch nachJahrzehnten oftmals noch frei vonjeglicher Stahlkorrosion (Rot rost bil -dung). Tabelle 3 zeigt eine Übersichtder an verzinkten Einbauteilen fest-gestellten Befunde. Untersucht wur-den galvanisch (Kleinteile), kontinu-ierlich (Draht, Blech) und stückver-zinkte Bauteile. Diese befanden sichnahezu ausschließlich im Deckenbe-reich der zwischen 10 und 40 Jahrealten Hallenbäder. Folgende Befundewurden festgestellt:– Galvanisch verzinkte Einbauteile

mit Zinkschichten in der Regel un-ter 20 µm zeigten je nach Alter (10bis 40 Jahre) einen teilweise bisvollständigen Zinkabtrag mit gerin-gen bis starken Anrostungen. Nurin einem Fall (35 Jahre) war dieTragfähigkeit eingeschränkt.

– Kontinuierlich verzinkte Einbauteilemit Zinkschichten zwischen 15 und40 μm zeigten nach 10 bis 40 Jah-ren überwiegend keine oder nureine geringe Anrostung an wenigenStellen, wobei bei örtlicher Anros-tung des Stahls die restliche Zink-schicht meistens nur geringfügigabgetragen war. Die festgestellte mä -ßig starke Anrostung in einem Fallwar die Folge eines starken Kon-denswasserangriffes wegen gravie-render Mängel beim Wärmeschutz.In keinem Fall war die Tragfähig-keit eingeschränkt.

– Stückverzinkte Einbauteile mit Zink-schichten > 50 μm zeigten nach 12bis 35 lediglich einen geringen Zink-abtrag.

Tabelle 3. Untersuchungen an verzinkten Stählen in 22 Hallenbädern [2], [3] Table 3. Investigations of galvanized steels in 22 indoor swimming pools [2], [3]

Art der Verzinkung Zink- Bauteil (Beispiele) Bauteil- Zahl der Alter Befunddicke (μm) dicke (mm) Bäder (Jahre)

Abhänger: Gewindestange, Schraube, 10–40 geringe bis sehr starke

galvanisch verzinkt ≤ 20 Mutter, Klemmfeder für Schnellspann- ≤ M12 11abhänger

i. M. 25 Anrostung

kontinuierlich Abluftkanal, Dach, Tragprofil, Ab- 1–3 (Blech) 19 14–40 keine bis geringeverzinkt ≈ 15–40 hänger: Draht, Schlitzband, Klemm-

Draht/Blech feder für Schnellspannabhänger3–5 (Draht) i. M. 25 (mäßige1) Anrostung

stückverzinkt > 50 Profil, HV-Schraube, Balkenschuh variierend 512–35 lediglich geringer

i. M. 21 Zinkabtrag

1 mäßige Anrostung nur bei Kondenswasserangriff


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In einem 26 Jahre alten Mineral- undeinem 15 Jahre alten Solebad, dienicht in Tabelle 3 erfasst wurden,wurde gegenüber den mit Leitungs-wasser betriebenen Bädern verstärkteZinkkorrosion festgestellt (s. Abschnitt3.3).

3.3 Beispiele für das Verhalten verzink-ter Stähle in Schwimmbädern

Das in eigenen Untersuchungen über-wiegend festgestellte Verhalten in mitLeitungswasser betriebenen gechlor-ten älteren Hallenbädern verdeutlichtBild 3. Die Aufnahmen stammen auseinem 35 Jahre alten Hallenschwimm-bad. Ungeschützter Stahl und galva-nisch verzinkte Abhänger mit Zink -auflagen zwischen 5 und max. 10 μmzeigten starke Stahlkorrosion mitmerklichem Materialabtrag. Sendzi mir -verzinkte Trapezbleche mit Zinkdickenum 30 μm Zink und stückverzinkteHV-Schrauben bzw. Profile mit etwa65 μm bzw. 85 μm Zinkauflage zeig-ten keine Stahlkorrosion und die Zink -auflagen sahen häufig noch wie neuaus. Gemittelt über die Dauer von 35Jahren betrug der Zinkantrag deutlichweniger als 1 μm/Jahr.

Höhere Abtragsraten sind beiZink in normalen Hallenschwimmbä-dern lediglich unter Tauwassereinflusszu erwarten (Abschnitt 3.1). Bild 4zeigt ein solches Verhalten beispiel-haft für ein 40 Jahre altes Bad. Wegen

einer nicht ausreichend funktionie-renden Raumlüftung (die relative Luft-feuchte betrug 92 %, die Raumtempe-ratur 29 °C) und einer oberhalb derStahlbetondecke nicht ordnungsge-mäß angebrachten Wärmedämmung(die Oberflächentemperatur des Be-tons betrug raumseitig an einem Win-tertag min. 22 °C) fand an der Stahl-betondecke wiederholt eine Taupunkt-unterschreitung statt, was man imWinter an Wassertropfen an der Decke(Bild 4, links) und an den Feuchterin-gen im Beton (Bild 4, rechts) feststel-len konnte. Deshalb war die Zinkkor-rosion der sendzimirverzinkten Teileim Kontakt mit dem Beton, erkenn-

bar an der Weißrostbildung und derStahlkorrosion, stärker als an anderenStellen. Gemittelt über die Dauer von40 Jahren betrug der Zinkabtrag grö-ßenordnungsmäßig 1 bis 2 μm/Jahr.

In einem 14 Jahre alten Solebadwurden umfangreiche Untersuchun-gen zum Korrosionszustand von Bau-teilen aus feuerverzinktem und galfan-verzinktem (95 % Zink, 5 % Alumi-nium) sowie nichtrostendem Stahldurchgeführt. Die Thermalsole weistbesonders hohe Salzgehalte auf:

Kationen Calcium 596 mg/lMagnesium 108 mg/l Natrium 9040 mg/l

Anionen Chlorid 13600 mg/lSulfat 1740 mg/l

Sie enthält somit neben Natriumchlo-rid auch hohe Anteile der stark hygro-skopisch reagierenden Salze Calcium-und Magnesiumchlorid. Folgende Fest-stellungen wurden getroffen:– Die galfan- und feuerverzinkten

Dräh te von offenen Spiralseilen fürdie Aussteifung eines Glasdachesunmittelbar oberhalb des Schwimm-beckens mit ursprünglichen Zink -auflagen von etwa 50 bzw. 40 μmwaren mit weißen Krusten, einerMischung aus Aerosolen und Zink-korrosionsprodukten, und Rotrostbelegt (Bild 5). Die Zinkauflage istgrößtenteils abgetragen.

– Oberhalb einer zum Raum offenenMe tallpaneeldecke neben demSchwimmbecken befinden sich auchverzinkte Anlagenteile: u. a. galva-nisch verzinkte Gewindestäbe undsendzimirverzinkte gelochte Blech-

Bild 3. Verzinkte Stähle nach 35 Jahren in der Atmosphäre eines Hallenbades1 – galvanisch verzinkter Abhänger, Zinkdicke ≈ 8 μm; 2 – sendzimirverzinktes Tra-pezblech, Zinkdicke ≈ 30 μm; 3 – feuerverzinkte HV-Schraube, Zinkdicke ≈ 65 μm;4 – stückverzinktes Stahlprofil, Zinkdicke ≈ 85 μm; 5 – ungeschützter StahlFig. 3. Galvanized steels after 35 years in the atmosphere of an indoor swimmingpool1 – Electrogalvanized hanger, thickness of the zinc coating ≈ 8 μm; 2 – continuouslygalvanized trapezoidal sheet metal, thickness of the zinc coating ≈ 30 μm; 3 – hotdip galvanized high-tension bolt, thickness of the zinc coating ≈ 65 μm; 4 – batch-galvanized steel profile, thickness of the zinc coating ≈ 85 μm; 5 – unprotected steel

Bild 4. Zinkkorrosion durch häufigen Kondenswasserangriff wegen Taupunkt -unterschreitung an der Stahlbetondecke eines 40 Jahre alten HallenbadesFig. 4. Zinc corrosion by frequent condensation attack because of cooling belowdew point at the reinforced concrete ceiling of a 40 year-old indoor pool




streifen zur Abhängung der Deckeund ein Lüftungskanal aus sendzi-mirverzinktem Blech. Die Gewinde -stäbe sind sehr stark abtragendkorrodiert; stellenweise ist das Ge-winde nicht mehr zu erkennen. Beiden stärker verzinkten Abhängernaus gelochten Blechstreifen undauch den Lüftungskanälen ist dasZink teilweise abgetragen.

– Für eine Reihe sicherheitsrelevanterBauteile wie Geländer der Empore,Befestigungen der zur Empore füh-renden Treppe sowie Konstrukti-onsteile und Verbindungsmittel desBehindertenfahrstuhls waren nicht -rostende Stähle einer Korrosions-widerstandsklasse II und III nachZulassung für nichtrostende Stähle[9] verwendet worden. Nicht gerei-nigte Flächen waren mit einer brau-nen Schicht von Rost überdeckt;darunter wurde erhebliche Lochkor-rosion erkannt. Sogenannte Kopf-muttern aus nichtrostendem Stahleiner Widerstandsklasse II zur Be-festigung der Fahrstuhlverglasungwaren nahezu alle durch Span-nungsrisskorrosion in Umfangsrich-tung gerissen.

4 Langzeitauslagerung in verschiedenenKlimaten

Im Rahmen einer Dissertation [14]wurden ab 1994 in unterschiedlichenAtmosphären, in Stuttgarter Stadtat-mosphäre, auf dem Dach eines Hütten-werkes in Duisburg, in einem Feucht -raum (21 °C, 100 % relative Luftfeuch -te) und in einem älteren StuttgarterHallenbad, stückverzinkte Bleche aufGestellen unter 45°-Neigung ausgela-gert, um vergleichend zu anderen Kor-rosionsschutzmaßnahmen den Zink-abtrag festzustellen. Das Bad wurde

1925 erbaut und 1990 bis 1992 mithohem Aufwand saniert, wobei auchBauteile aus nichtrostendem Stahl ver-wendet wurden. Bereits wenige Mo-nate nach erneuter Inbetriebnahmewurden intensive Korrosionserschei-nungen in Form von Rostverfärbun-gen und Lochkorrosion auf Bauteilenaus nichtrostenden Stählen der Werk-stoff-Nr. 1.4301 festgestellt. Das Ba -de wasser wird durch Zugabe von Na-triumhypochlorit desinfiziert. In derSchwimmhalle herrscht eine Tempe-ratur von 30 °C. Es ist eine Be- undEntlüftungsanlage eingebaut. DasSchwimmbecken wird aus einer Quellegespeist, welches an korrosionsfördern-

den Neutralsalzen 123 mg/l Chloridund 356 mg/l Sulfat enthält. Der Sul-fatgehalt liegt etwa 100 mg oberhalbdes von der Trinkwasserverordnungvorgegebenen Richtwertes, der Chlo-ridgehalt ist für Trinkwasser nicht un-üblich.

Die feuerverzinkten Bleche wur-den an jener Stelle auf einem Gestellunter 45°-Neigung ausgelagert, an wel-cher starke Korrosionserscheinungenan den Lampenabdeckungen aus nicht-rostenden Stählen festgestellt wurden.Eine Bildung von Kondenswasser in-folge Taupunktunterschreitung ist beidieser Auslagerung auszuschließen.Die Versuche wurden bis zu 15 Jahrenfortgeführt und dann zusammen mitden Proben der anderen Auslagerungs -orte hinsichtlich des Zinkabtrages ge-trennt nach Zinkabtrag auf der Ober-und Unterseite ausgewertet. Bei denim Außenbereich ausgelagerten Ble-chen, insbesondere aber bei den Ble-chen in Industrieatmosphäre, war derZinkabtrag auf der bewitterten Ober-seite erheblich größer als auf der Un-terseite. Die Ergebnisse zum Zinkab-trag in den verschiedenen Umgebun-gen sind in Bild 6 dargestellt. Die über15 Jahre gemittelten Zinkabtragungenauf den (im Außenbereich bewitterten)Oberseiten der Bleche sind folgende:

Bild 5. Galfan-verzinkte offene Spiralseile nach 14 Jahren in der Atmosphäre einesSolebadesFig. 5. Galfan coated fully locked coil ropes after 14 years in the atmosphere of asole bath

Bild 6. Zinkabtrag bei stückverzinkten Blechen in unterschiedlichen Atmosphärenbei bis zu 15jähriger Auslagerung (OS, US: Blechober- bzw. Blechunterseite) (nach[14] und fortgeführten Untersuchungen)Fig. 6. Zinc corrosion of batch-galvanized sheet metal in different atmospheres after15 years exposure (OS, US: upper side, bottom of sheet) (after [14] and further in-vestigations)


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Hallenbad: 0,30 μm/Jahr Stuttgart-Vaihingen: 0,79 μm/Jahr Duisburg (Hüttenwerk): 1,52 μm/Jahr Feuchtraum: 2,73 μm/Jahr

Die geringe Zinkabtragung im Hallen-bad bestätigt die Untersuchungen anverzinkten Stählen in 22 Hallen-schwimmbädern (Abschnitt 3.2), wo-nach der Abtrag in einem solchenKlima erheblich geringer ist, als ge-meinhin angenommen. Die im Badausgelagerte Blechprobe sah nach 15Jahren noch praktisch neuwertig aus(Bild 7). Der Zinkabtrag entsprichtdem Korrosionsverhalten in einerUmgebung der KorrosivitätskategorieC2 (Tabelle 2).

5 Fazit

Die Untersuchungen haben ergeben,dass die Zinkkorrosion in den mitLeitungswasser betriebenen Hallen-schwimmbädern erheblich geringer istals z. B. in der DIN EN ISO 12944 [5]ausgewiesen. In mit Leitungswasserbe triebenen Schwimmbädern sind dieKorrosionsverhältnisse hinsichtlich ei-ner Zinkkorrosion eher unkritischerals bei einer freien Bewitterung. Diean einer repräsentativen Anzahl vonälteren Bädern gemachten Feststel-lungen und insbesondere die durch-geführten Langzeituntersuchungen ineinem eher kritischen Bad erlaubenfür verzinkte Bauteile die in Tabelle 4dargelegte Einordnung von Hallen-schwimmbädern in Korrosivitätskate-gorien nach DIN EN ISO 12944 [5]bzw. EN 12500 [6]. Demnach könnenaus Sicht der Zinkkorrosion normaleHallenschwimmbäder in eine Korro-

sivitätskategorie C2 eingeordnet wer-den, wenn wegen nicht vorhandenerWärmebrücken bzw. Taupunktunter-schreitung eine Kondenswasserbil-dung auf den verzinkten Oberflächenausgeschlossen werden kann. FallsKondenswasserbildung aufgrund kon-struktiver und bauphysikalischer Ver-hältnisse nicht sicher zu vermeiden ist,wäre eine Einordnung in eine Korro-sivitätskategorie C3 sinnvoll. Falls essich um ein Mineral- oder Solebadhandelt, wäre die bisherige Einord-nung für Hallenschwimmbäder, näm-lich Korrosivitätskategorie C4 bzw.C5, beizubehalten.

Literatur

[1] Stichel, W.: Beurteilung des Korrosi-onsverhaltens von Metallen und vonKorrosionsschutzmaßnahmen in Hal-lenbädern. BAM-Bericht IV 1-5-452/85, 1986.

[2] Nürnberger, U.: Spannungsrisskorro-sion an Bauteilen aus nichtrostendemStahl in Schwimmbadhallen. Stahl undEisen 110 (1990), S. 141–148.

[3] Faller, M., Bindschedler, D.: Nicht-rostende Stähle für Sonderklimate. Be-festigungsmittel im Hochbau. 3-Län-der-Korrosionstagung, Stuttgart, 2007,S. 102–114.

[4] Faller, M., Richner, P.: Sicherheitsrele-vante Bauteile in Hallenbädern. Werk-stoffwahl und Kontrollierbarkeit.Schweizer Ingenieur und Architekt 118(2000), S. 12–18.

[5] DIN EN ISO 12944: Beschichtungs-stoffe – Korrosionsschutz von Stahlbau-ten durch Beschichtungssysteme. 2007.

[6] DIN EN 12500: Korrosionsschutz me-tallischer Werkstoffe – Korrosionswahr-scheinlichkeit in einer atmosphärischen

Umgebung; Einteilung, Bestimmungund Abschätzung der Korrosivität vonatmosphärischen Umgebungen. 2000.

[7] Nürnberger, U.: Korrosion und Kor-rosionsschutz im Bauwesen. Wiesba-den: Bauverlag 1995.

[8] VDI-Richtlinie 2089: Technische Ge-bäudeausrüstung von Schwimmbä-dern, Energie- und Wassereffizienz inSchwimmbädern. 2008.

[9] Zulassung Z-30.3-6: Erzeugnisse –Verbindungsmittel und Bauteile ausnichtrostenden Stählen. Berlin: DIBt2009.

[10] Arnold, N., Gümpel, P., Heitz, T. W.:Chloridinduzierte Korrosion vonnichtrostenden Stählen in Schwimm-hallen-Atmosphären. Teil 2: Einflussvon Hypochloriten. Materials and Cor-rosion 49 (1998), S. 482–488.

[11] Korrosionsverhalten von feuerver-zinktem Stahl. GemeinschaftsausschussVerzinken GAV, Düsseldorf 2001.

[12] Korrosion nichtrostender Stähle undNickellegierungen in Schwimmhallen-atmosphäre. Sport Bäder Freizeit Bau-ten 39 (1999), H. 2, S. 46–52.

[13] Beul, W., Büteführ, M.: Korrosions-untersuchungen in Hallenschwimmbä-dern. MPA Universität Stuttgart, Otto-Graf-Institut, Stand 2010.

[14] Zecho, M.: Korrosionsverhalten vonZink- und Zink-Aluminium-Überzügenauf Stahl. Dissertation, Universität Stutt-gart, 1999, Schriftenreihe des Otto-Graf-Institutes der Universität Stuttgart,Nr. 85, 2000.

Autor dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. habil. Prof. h.c. Ulf Nürnberger,[email protected] für Werkstoffe im Bauwesen, Universität Stuttgart, Pfaffenwaldring 4, 70569 Stuttgart

Tabelle 4. Vorschlag für eine realistische Einordnung von Hallenbädern in Korro-sivitätskategorien Table 4. Proposal for a realistic classification of indoor swimming pools in corro-sivity categories

Situa- Tempe- Luft- Kond.- Badewasser Desin- Abtrag Korro-tion ratur feuchte wasser LW MW fektion (μm/a) sivitäts-

SW kategorie

A nein ja nein ja << 1 C2

B 29–31 °C 55–60 % ja ja nein ja 1 bis 2 C3

C ja/nein nein ja ja2 bis 4 C44 bis 8 C5

LW = Leitungswasser, MW = Mineralwasser, SW = SolewasserKondenswasser „ja“: z. B. WärmebrückenDesinfektion: Chlorgehalt im Wasser 0,4 bis 0,6 mg/l

Bild 7. Stückverzinktes Blech (Ober-seite) nach 15 Jahren in einem Hallen-schwimmbadFig. 7. Batch-galvanized sheet (upperside) after 15 years exposure in an in-door swimming pool


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Fachthemen

© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 81 (2012), Heft 1

Denkt man an die ersten großen, imposanten eisernen Brücken, die nach der Mitte des19. Jahrhunderts in Deutschland errichtet wurden, so assoziiert man damit die Firmen anRhein und Ruhr – Harkort, die Gutehoffnungshütte oder MAN. Dabei wird leicht übersehen,dass in dieser ersten Phase der Industrialisierung auch an anderen Orten eine eisenver-arbeitende Industrie erfolgreich tätig war.Einer dieser Orte war Pforzheim mit der dort ansässigen Firma Gebrüder Benckiser. Diebeiden wichtigsten Standortfaktoren für den dortigen Hüttenbetrieb waren das Holz unddie Wasserkraft. Anders als an der Ruhr gab es in Pforzheim keine Steinkohle. Aus demHüttenbetrieb entstand ein Eisenwerk mit überregionaler Bedeutung. Mehr als vier Jahr -zehnte lang baute die Pforzheimer Firma eiserne Brücken für die Eisenbahngesellschaftenin Baden, in Württemberg, in Hessen und der Bayerischen Pfalz sowie in der Schweizund in Österreich-Ungarn. Nach der Reichsgründung 1871 war es für die Pforz heimerFirma aber zunehmend schwierig, dem Konkurrenzdruck der großen Firmen an Rheinund Ruhr stand zu halten. Der Betrieb musste eingestellt werden, die Firmen ge schichtegeriet weitgehend in Vergessenheit.Diesem Umstand ist es vielleicht zu verdanken, dass Archivalien aus dem Besitz der Fami-lie Benckiser bisher unentdeckt und unerforscht, aber erhalten geblieben sind und esjetzt möglich machen, die Geschichte der Brückenbauanstalt Benckiser nachzuzeichnenund ihre Bedeutung für die Bautechnikgeschichte neu zu bewerten.

Early iron bridges of south-western Germany 1844 to 1889 – Iron via Wood (part 1). Whenimagining the first large imposing iron bridges built after the mid 19th century in Germanythe first association is drawn to foundries on the rivers Rhine and Ruhr, such as Harkort,the Gutehoffnungshütte or MAN. But it is easily ignored that during the early phase of in-dustrialisation ironworking factories were effectively operating also at other locations.One of these places was Pforzheim with the factory of the Gebrüder (Brothers) Benckiser.The two most striking location advantages for the early-industrial iron mill operation therewere lumber as firewood and waterpower. Unlike the regions of the Ruhr there was noblack coal at Pforzheim. From the early minor mill factory an iron plant of internationalimportance prospered. For more than four decades the factory at Pforzheim constructediron bridges for the railway companies in Baden, in Württemberg, in Hesse, in the Bava-rian Palatinate as well as in Switzerland, Austria and Hungary. Following the foundationof the German Empire in 1871 the company at Pforzheim had increasingly difficultiesmeeting the competition pressure from the large companies on the Rhine and the Ruhr.Production came to a halt and the companies’ history faded into obscurity.Maybe due to this, the archives in procession of the family Benckiser remained undisco-vered and unexplored, jet well preserved. So now it is possible to trace the story of thebridge building company and to judge its relevance to construction history anew.

und später in Dortmund war es dieFirma Hoesch, in der Saarregion dieDillinger Hütte, in der Nähe derZwickauer Kohlereviere die Sächsi-sche Maschinenfabrik von RichardHartmann (1809–1878) und in Ober-schlesien die Königshütte beziehungs-weise die mit den schlesischen Revie-ren in Verbindung stehenden eisenver-arbeitenden Betriebe in Berlin. Nebender Steinkohle und dem Eisenerzwirkte in diesen frühindustriellen Zen-tren das Textilgewerbe mit seinemweit verzweigten Verlagswesen undseiner Akkumulation hoher Kapital-summen als Keimzelle der Industria-lisierung.

Für das am südwestlichen Randdes Deutschen Bundes gelegene Groß-herzogtum Baden galten andere Aus-gangsbedingungen. Zwar gab es An-fang des 19. Jahrhunderts an verschie-denen Orten des Schwarzwaldes einaufstrebendes Textil- und Gerberge-werbe, teils auch bereits feinmechani-sche Werkstätten, überregional be-deutsame Zentren der Montanindus-trie waren im Großherzogtum Badenjedoch nicht vorhanden.

Der dominierende Gewerbezweigvieler Städte und Gemeinden war derHolzhandel und – sofern an einemgrößeren Fluss gelegen – das Flöße-reigewerbe. Seit dem 17. Jahrhundertflößte man das Stammholz über dieFlüsse Kinzig, Enz sowie über denNeckar und den Rhein bis nach Hol-land. Die großen Waldbestände desSchwarzwaldes machten es aber auchmöglich, das vielerorts anstehende,aber meist magere Erz in kleinen Be-trieben in aufwändiger Weise mittelsHolzkohle zu verhütten. So konntesich trotz der anderen Ausgangsbe-dingungen als an Rhein und Ruhr auchin Baden eine zwar meist nur regio-nal tätige aber dennoch vielschichtige

Martin TrautzFriedmar Voormann

Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands1844 bis 1889 – Mit Holz zum Eisen (Teil 1)

1 Eisenindustrie und Brückenbau imGroßherzogtum Baden: ein wenig erforschtes Feld der Geschichte derBautechnik

Es gehört zu den Binsenweisheiten derIndustriegeographie und der Technik-geschichte, dass sich die Zentren derEisenindustrie dort herausbildeten, wo

Steinkohle und Eisenerz in ausreichen-dem Maße verfügbar waren und wozugleich schiffbare Wasserwege nichtweit entfernt lagen. Integriert oder inNähe der Hüttenbetriebe entstandauch eine eisenverarbeitende Indus-trie. Im Ruhrgebiet waren dies dieFirmen Krupp, Harkort und die Gu-tehoffnungshütte, im Aachener Revier

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M. Trautz/F. Voormann · Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844 bis 1889 – Mit Holz zum Eisen (Teil 1)


eisenverarbeitende Industrie entwi-ckeln.

Einer der bedeutendsten Betriebedieser Art war um 1845 die KarlsruherMaschinenbaufabrik von Emil Kessler(1813–1867). Ende 1841 brachte sieihre erste Dampflokomotive auf dieSchiene – nahezu zeitgleich mit Borsigin Berlin. Neben dem Bau von Loko-motiven errichtete die Firma in den1840er Jahren mehrere gusseiserneEisenbahnbrücken, die zu den frühes-ten ihrer Art in Deutschland zählen.

Blieb die Brückenbautätigkeit derKarlsruher Maschinenbaufabrik aufBaden beschränkt, so erarbeitete sichdie in Pforzheim ansässige Firma Ge-brüder Benckiser im Laufe der 1850erJahre durch die Ausführung weitspan-nender Gitterträgerbrücken ein inter-nationales Renommee. WesentlicheImpulse erhielt der südwestdeutscheBrückenbau durch die Ingenieure derbadischen Eisenbahnverwaltung. AmKarlsruher Polytechnikum, einer derersten deutschen Ingenieurschulennach französischem Vorbild, hattensie eine theoretisch wie praktisch fun-dierte Ausbildung erhalten.

Mit der Reichsgründung 1871und der politischen wie wirtschaftli-chen Dominanz Preußens, die we-sentlich von der Schwerindustrie anRhein und Ruhr geprägt war, kamendie südwestdeutschen eisenverarbei-tenden Firmen und die Brückenbau-firma Benckiser sowohl hinsichtlichder Produktionseffizienz als auch dertechnologischen Innovationsfähigkeitins Hintertreffen. Den Großbrücken-bau im neu geschaffenen deutschenKaiserreich prägten die Firmen Har-kort in Duisburg, die Gütehoffnungs-hütte in Oberhausen an der Ruhr unddie Brückenbauanstalt der MAN inMainz-Gustavsburg. Die PforzheimerFirma Benckiser war letztmals 1889bei einem größeren Brückenbauvor-haben beteiligt.

2 Zwei beachtenswerte gusseiserneBogenbrücken für die Badische Eisenbahn

Im September 1838 begann der badi-sche Staat mit dem Bau einer Eisen-bahnstrecke von Mannheim über Hei-delberg, Karlsruhe, Freiburg bis nachBasel. Damit reagierte das Großher-zogtum Baden auf den wenige Monatezuvor auf Initiative der elsässischenIndustriellen Nicolas und Edouard

Koechlin begonnenen Bau einer Bahn-strecke auf der französischen Seiteder Oberrheinischen Tiefebene, vonStraßburg über Mülhausen nach Ba-sel. Man befürchtete, dass anderen-falls der Nord-Süd-Warenverkehr vor-wiegend auf der französischen Seiteverlaufen könnte.

Die Streckenführung der Badi-schen Hauptbahn von Mannheimnach Basel machte es erforderlich, diezahlreichen aus dem Schwarzwaldkommenden und in den Rhein mün-

denden Flussläufe zu überbrücken(Bild 1). Die beiden beachtlichstenBrückenbauwerke dieser Anfangsjahrewaren die Elzbrücke bei Sexau imKreis Emmendingen und die Kinzig-brücke bei Offenburg. Beide Brückenwurden Mitte der 1840er Jahre – unddamit genau in den Jahren, die in derneueren Technikgeschichtsschreibungals die Durchbruchsphase der Indus-triellen Revolution in Deutschland gel-ten – als gusseiserne Bogenkonstruk-tionen mit Einzelspannweiten vonrund 15 m errichtet [1].

Die Planungen für die Elzbrückebei Sexau übernahm Franz Keller(1807–1870). Er hatte am Polytechni-kum in Karlsruhe sowie in Wien stu-diert, hatte sich einige Zeit in Belgienund England aufgehalten und unter-richtete seit 1832 in der Nachfolge vonJohann Gottfried Tulla (1770–1828)am Karlsruhe Polytechnikum. In denAnfangsjahren des Eisenbahnbaus inBaden war er einer der wichtigstenund einflussreichsten Ingenieure, aufdessen Überlegungen auch die Stre-ckenführung der Badischen Haupt-bahn basierte. Die Ausführung desgusseisernen Oberbaus übernahm dieMaschinenbaufabrik von Emil Kesslerin Karlsruhe.

Der Eisgang und die nicht uner-heblichen jahreszeitlichen Hochwas-serstände der Elz schienen es zunächstnotwendig zu machen, den Flusslaufmit einem einzigen großen Bogen zu

Bild 1. Streckennetz im GroßherzogtumBaden und in den angrenzenden Gebie-ten Ende der 1850er JahreFig. 1. Railway lines of the Grand Duchy of Baden and adjacent areas atthe end of the 1850s

Bild 2. Elzbrücke bei Sexau, Entwurf und Ausführung: Oberbaurat Franz Kellerund Maschinenbaufabrik Emil Kessler in Karlsruhe [2]Fig. 2. Railway bridge over river Elz near Sexau, design and manufaction: FranzKeller (principal engineer) with engineering company Emil Kessler/Karlsruhe




überspannen (L etwa 50 m). Zunächstzogen die Ingenieure der badischenEisenbahnverwaltung in Betracht, diegusseisernen Tragbögen aus kleineneinzelnen Röhrensegmenten zusam-menzusetzen, wie man dies von denRöhrenbrücken des Franzosen An-toine-Rémy Polonceau (1778–1847)kannte. Gewissermaßen in Sichtweitedes Brückenbauvorhabens in Sexauerrichtete die französische Straßenbau-verwaltung zwischen 1841 und 1843zwei solcher Brücken: die Pont Saint-Thomas in Strasbourg und die Pontde Sundhoffen. Für die großen undzudem dynamischen Teilbelastungender Eisenbahnzüge barg das Systemder bogenförmigen Röhrenbrücke aberviele Probleme. Aus diesen die Statikbetreffenden Gründen, aber auch we-gen der schwierigen Kalkulierbarkeitder Baukosten, entschloss man sichin Sexau letztlich doch für den Bauvon zwei Flusspfeilern und so warendrei Felder mit jeweils rund 15 m lich-ter Weite zu überbrücken.

Die Art und Weise wie die guss-eisernen Bögen zwischen den Pfeilernausgebildet wurden war ohne Bei-spiel (Bilder 2 und 3). Den Konstruk-tionszeichnungen ist der Versuch ab-zulesen, eine eiserne Brücke ganz ausden Randbedingungen des im Eisen-bahnbrückenbau noch relativ neuenMaterials des Gusseisens zu entwerfen,ohne dabei die Konstruktionsprinzi-pien des Holz- oder Steinbrückenbauszu imitieren und sich stattdessen an

der Konstruktionsweise von Maschi-nenelementen zu orientieren.

Aus fertigungstechnischen Grün-den fügte man die Bögen und dieLängsgurtungen aus relativ kleinenEinzelsegmenten. Der Querschnittselbst war ebenfalls unterteilt, er be-stand aus zwei symmetrischen Hälf-ten. So konnten die Schraubstöße dereinzelnen Segmente versetzt angeord-net werden. Man dachte, mit dieserArt der Segmentierung die Möglich-

keit zu haben, einzelne Gussteile zuReparaturzwecken später ohne grö-ßeren Aufwand austauschen zu kön-nen. Zudem war der Transport klei-nerer Bauteile leichter zu bewerkstel-ligen als von größeren, waren dieGussteile doch nicht nur verhältnis-mäßig schwer, sondern auch beson-ders sprödbruchgefährdet.

Dass das Tragwerk sowohl diedruckbeanspruchten Bögen als auchdie zugbeanspruchten Längsgurte bau-lich in sich vereinigte, trotz der gerin-gen Zugfestigkeit des Gusseisens, zeigt,wie unbedarft und ohne theoretischeFundierung man zu jener Zeit an dieKonzeption eiserner Brücken heran-ging. Lediglich für die eindeutig aufZug belasteten vertikalen Tragglieder,an denen der Fahrbahnträger am Bo-gen angehängt war, verwendete mandas teure Schmiedeeisen.

Max Becker (1817–1884), der ab1845 als Nachfolger von Franz Kelleram Karlsruhe Polytechnikum Brücken-,Straßen- und Wasserbau lehrte, be-schrieb die Sexauer Brückenkonstruk-tion als Bogenhänge- und Sprengwerk-brücke [2 und 3].

Der zweite, für die damaligen Ver-hältnisse weitgespannte Brückenüber-gang der Badischen Hauptstrecke wardie Überquerung der Kinzig bei Offen-burg. Obgleich dort ähnliche Einzel-spannweiten wie in Sexau zu bewälti-gen waren (L = 5 × 12,70 m), wählte

Bild 3. Elzbrücke bei Sexau, Konstruktionszeichnungen [1]Fig. 3. Railway bridge over river Elz near Sexau, construction drawings

Bild 4. Kinzigbrücke bei Offenburg, Entwurf und Ausführung: Ingenieur Ruoff undMaschinenbaufabrik E. Kessler in Karlsruhe mit Gebr. Benckiser in Pforzheim [2]Fig. 4. Railway bridge over river Kinzig near Offenburg, design and manufaction:Ruoff (engineer) with engineering companies E. Kessler/Karlsruhe and Gebr. Benckiser/Pforzheim


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man dort ein anderes, eher konven-tionelles Konstruktionsprinzip: einguss eisernes Bogenrippenwerk.

Das Flussbett der Kinzig war tie-fer im Gelände eingebettet als das derElz. Zwischen dem Höchstwasser-stand und der Bahnebene stand deut-lich mehr Raum zur Verfügung. Sokonnte der Schienenunterbau auf denScheitel des Bogens gelegt werden (Bil-der 4 und 5). Jede Rippe setzte man auslediglich drei Gussstücken zusammen.Das Gitterwerk im Zwickel zwischenBogen und Bahnebene war direkt andie jeweilige Bogenrippe angegossen.

Für die Eisenbauarbeiten schlos-sen sich die beiden damals in Badenführenden Betriebe zusammen: dieMaschinenbaufabrik von Emil Kesslerin Karlsruhe und das Eisenwerk derGebrüder Benckiser in Pforzheim. Ab -gesehen von mehreren kleinen ei-serne Brücken und Öffnungen überKanäle und Bäche war die Kinzigbrü-cke bei Offenburg für Benckiser dieerste Beteiligung an einem größerenBrückenbauvorhaben.

3 Die Eisenwerke Gebrüder Benckiser

Durch Waldbesitz und Holzhandelwar die Familie Benckiser Mitte des18. Jahrhunderts zu Geld und Anse-hen gekommen. Die mittelbare Ver-bindung der Schwarzwaldflüsse überden Neckar mit dem Rhein warschon im Mittelalter für den Trans-port von Stammholz in flussabwärts

gelegene Regionen genutzt worden, sodass die Flößerei über Jahrhunderteein für den Nordschwarzwald bedeu-tendes Gewerbe mit eigener Zunft ge-wesen war. Der große Bedarf an Bau-und Konstruktionsholz im Rheinlandund besonders in den Niederlandenseit Ende des 17. Jahrhunderts führ-ten zu einer lange andauernden wirt-schaftlichen Blüte der Waldwirtschaftund des Flößereigewerbes. WilhelmHauff‘s Märchen „Das kalte Herz“ er-zählt vom Rausch nach Geld und An-sehen, der die Menschen zu jener Zeitin diesem Teil des sonst eher armenSchwarzwaldes befallen hatte (Bild 6).

Über den Waldbesitz und Holz-handel hinaus hatte Johann AdamBenckiser (1708–1763) zusammen mitseinem langjährigen GeschäftspartnerChristoph Friedrich Lidell (1720–1793) 1743 ein Privileg auf das soge-nannte Scheiterholz erteilt bekom-men, eine Art Vorkaufsrecht auf alleArten von minderwertigem Stamm-holz aus Sturmschäden, aber auch be-schädigtem oder zerstörtem und damitunverkäuflichem Flößereiholz. Um denso gewonnenen Reichtum am RohstoffHolz sinnvoll weiter einsetzen zu kön-nen, erwarben Benckiser und Lidell1755 auch den Pforzheimer Eisen-hammer nebst Schmelzofen (Bild 7).

Da Pforzheim am Zusammen-fluss der drei Flüsse Enz, Nagold undWürm liegt, die alle für den Holz-transport, sowohl von Stamm- bezie-hungsweise Floßholz als auch von

Scheiterholz genutzt wurden, befandsich dort ein Sammelplatz, ein soge-nannter Holzgarten, auf dem die ver-schiedenen Stämme sortiert und gela-gert wurden. Während an diesem Ortdie kurzen Flöße aus dem Schwarz-wald zu längeren und breiteren Flö-ßen mit mehreren Gliedern‚ umgebun-den und auf große Fahrt in RichtungNordwesten, nach Holland weiter ver-sandt wurden, wurde das minderwer-tige Holz auf dem Werkgelände desEisenhammers durch dort angestellteKöhler zu Holzkohle gebrannt [4].

Das zur Eisenherstellung erfor-derliche Erz bezog man in Form vonBrauneisenstein (Limonit) aus Stol-len aus der Umgebung von Pforzheim[5] und ergänzte es durch Bohnerze,wenige Zentimeter große Konkretio-nen aus Brauneisenstein, vermischtmit Lehm. Sie waren an vielen OrtenSüdwestdeutschlands in geringer Tie -fe vorzufinden. Mit diesen magerenaber manganhaltigen Erzen konntemit Hilfe der Holzkohle ein gut zuhärtendes Schmiedeeisen von hoherFestigkeit und Duktilität erschmol-zen werden, das man nach der dama-ligen Terminologie als „Stahl“ be-zeichnete.

Als Mitte der 1830er Jahre inden deutschen Ländern eine konjunk-turelle Belebung einsetzte und zudemdie politischen Verhältnisse sich güns-tig zu entwickeln schienen, profitierte

Bild 5. Kinzigbrücke bei Offenburg, Konstruktionszeichnungen [1]Fig. 5. Railway bridge over river Kinzig near Offenburg, construction drawings

Bild 6. Flößerei auf der Enz in Pforz-heim (am Nonnenmühlwehr), histori-sche Darstellung (Quelle: StadtarchivPforzheim, Bestand 19-2-1)Fig. 6. Timber rafting on river Enz inPforzheim (Municipal Archive of Pforz-heim)




auch der Pforzheimer Hüttenbetriebund das Hammerwerk, inzwischenunter der Bezeichnung GebrüderBenckiser firmierend, von dem Auf-schwung. So konnten zusätzlich zumHochofen und zu den Frischfeuer-stätten zwei Puddelöfen in Betrieb ge-nommen werden. Die Puddelöfen be-trieb man mit Holzkohle, teils wohlauch mit Torf [6]. Hergestellt wurdenunterschiedlichste, meist kleinteiligeEisenwaren wie Nägel, Hufeisen, guss -eisernes Kochgeschirr und gusseiserneHerde; für die zahlreichen Sägemüh-len in der Region baute man Sägegat-ter und Transmissionsanlagen.

Der Aufschwung war für denPforzheimer Hüttenbetrieb nur vonkurzer Dauer, schon Ende der 1830erJahre geriet die Firma Benckiser in-folge eines allgemeinen Preisverfallsin einen Liquiditätsengpass [7, S. 38]und es machte sich nun der gravie-rende Standortnachteil bemerkbar:in der Region Pforzheim, wie über-haupt in Baden, gab es keine Stein-kohlelagerstätten. Während man inOberschlesien, im Ruhr- und Saarge-biet, wenn auch langsam so doch ste-tig, den Hüttenbetrieb nach dem Vor-bild des Engländers Abraham Darby(1711–1763) auf Koks aus Steinkohleumstellte und damit eine wesentlicheEffizienzsteigerung erzielte, war manim Südwesten Deutschlands weiterhinan die Holzkohle gebunden. Immer

häufiger war man gezwungen, Rohei-sen aus dem Saargebiet und anderswoeinzukaufen, um es dann in der Gie-ßerei und im Hammerwerk weiterzu-verarbeiten.

Diesen schwierigen Randbedin-gungen versuchte Christoph EberhardBenckiser (1782–1855), Besitzer desEisenwerkes in dritter Generation, da -durch zu begegnen, dass er das Tätig-keitsfeld der Firma Mitte der 1840erJahre auf den Bau eiserner Brückenund eiserner baulicher Anlagen fürdie Badische Staatsbahn ausdehnte.

4 August Theodor Benckiser

1845 und damit fast zeitgleich mit demBauvorhaben der Kinzigbrücke beiOffenburg trat mit seinem Sohn Au-gust Theodor Benckiser (1820–1894)eine neue, technisch gut ausgebildeteUnternehmergeneration auf den Plan(Bild 8). Mitte der 1830er Jahre hatteer die Höhere Gewerbeschule in Karls-ruhe besucht, ein besonders praxisbe-zogener Ausbildungszweig des Poly-technikums.

Seine ersten Erfahrungen als Inge-nieur sammelte er bei Escher Wyss inZürich, einer der damals führenden Ma-schinenbauunternehmen, die im Bauvon Dampfmaschinen und Turbinenaber auch von Dampfschiffen einen ho-hen Bekanntheitsgrad erworben hat-ten. August Theodor Benckiser arbei-

tete zwei Jahre lang auf dem dortigentechnischen Büro. Nach einigen Jah-ren Mitarbeit im väterlichen Betriebin Pforzheim finanzierte ihm der Va-ter eine ausgedehnte Studienreise nachBelgien, Schweden und England. ImWinter 1844/45 besichtigte AugustTheodor Benckiser die Industrieregionzwischen Manchester und Liverpool.Etwa zur selben Zeit bereiste auchKarl Lentze (1801–1883), der Erbauerder beiden großen Gitterträgerbrü-cken in Dirschau und Marienburg,diese Schlüsselregion der Industriea-lisierung [8].

In einem kleinen Skizzenbuchdokumentierte er Maschinenbauele-mente, aber auch eiserne Brücken undÜberdachungen [9]. Besonders auf-schlussreich sind seine Zeichnungenzweier wenige Monate zuvor fertigge-stellter gusseiserner Bogenbrücken inManchester: der Brücke über den RiverIrwell vor der Einfahrt in die VictoriaStation (Bilder 9 und 10) und derschiefwinklige Übergang über die Fair-field Street östlich der ManchesterPiccadilly Station. Durch die Reisebe-richte von Karl Culmann (1821–1881)und anderen namhaften deutschenIngenieuren wurden diese BrückenAnfang der 1850er Jahre einem grö-ßeren Fachpublikum bekannt [10].

Zu diesem Zeitpunkt hatten sichaber nicht nur die politischen und öko-

Bild 7. Eisengießerei Gebr. Benckiser mit Fabrikantenvilla um 1850, Lithographievon J. Wehrle (Quelle: Stadtarchiv Pforzheim, Bestand 7-2-15-10)Fig. 7. Iron foundry Gebr. Benckiser with owner’s residence about 1850 (MunicipalArchive of Pforzheim)

Bild 8. August Theodor Benckiser(1820–1894) (Quelle: Privatbesitz Familie Benckiser)Fig. 8. August Theodor Benckiser(1820–1894) (privately owned, Benckiser family)


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Literatur

[1] Die Bahnabteilung zwischen Mann-heim und Offenburg, resp. Kehl. Karls-ruhe: Wagner 1845 (Badische Landes-bibliothek O44C 10).

[2] Becker, M.: Die gusseisernen Brückender badischen Eisenbahn insbesonderedie Kinzigbrücke bei Offenburg undElzbrücke bei Sexau. Text- und Tafel-band. Karlsruhe: Holtzmann 1847 (KIT-Bibliothek III U 42).

[3] Becker, M.: Der Brückenbau in sei-nem ganzen Umfange und mit beson-derer Rücksicht auf die neuesten Con-structionen. Text- und Tafelband. Stutt-gart: Mäcken 1. Aufl. 1854, 2. Aufl. 1858,3. Aufl. 1869, 4. Aufl. 1873.

[4] Pfeifer, M.: Die Geschichte des Wer-kes Gebr. Benckiser später Pfitzmann& Pfeifer – Eisengießerei und Maschi-nenfabrik in Pforzheim. PforzheimerGeschichtsblätter 3 (1971), S. 119–226.

[5] Ehmann, K.: Der Bergbau in Pforz-heims Umgebung. Pforzheimer Ge-schichtsblätter 3 (1971), S. 227–259.

[6] Benckiser, A. T.: Skizzen und Auf-schriebe einer Besichtigung der Hüt-tenbetriebe in Königsbronn und Itzel-berg 1841. Familienbesitz.

[7] Chronik der Familie Benckiser nachder Urschrift von Dr. August Benckiser(1863–1925), Sohn von August TheodorBenckiser. Abschriften in Familienbe-sitz und im Stadtarchiv Pforzheim, Be-stand N 66. Seitenangaben beziehensich auf die Abschrift in Familienbesitz.

[8] Trautz, M.: Eiserne Brücken inDeutschland im 19. Jahrhundert. Düs-seldorf: Werner 1991.

[9] Benckiser, A. T.: Skizzenbuch England-reise Winter 1844/45. Familienbesitz.

[10] Culmann, K.: Der Bau eiserner Brü-cken in England und Amerika. Allge-meine Bauzeitung 17 (1852), S. 163–222und S. 482.

Autoren dieses Beitrages:Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Trautz, RWTH Aachen, Lehrstuhl für Tragkonstruktionen, Schinkelstraße 1, 52062 Aachen,[email protected]

Dr.-Ing. Friedmar Voormann, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), Institut Entwerfen und Bautechnik, Englerstr. 7, 76131 Karlsruhe,[email protected]

Bild 9. Skizzenbuch August Theodor Benckiser, Englandreise 1844/45, Brückeüber den River Irwell in Manchester, Nähe Victoria Station (Quelle: PrivatbesitzFamilie Benckiser)Fig. 9. Sketchbook August Theodor Benckiser, trip to England 1844/45, Railwaybridge over river Irwell in Manchester, near Victoria Station (privately owned,Benckiser family)

Bild 10. Eisenbahnbrücke über den River Irwell in Manchester, Nähe VictoriaStation (Quelle: The illustrated London news, 11. Mai 1844)Fig. 10. Railway bridge over river Irwell in Manchester, near Victoria Station

nomischen Randbedingungen starkverändert, sondern auch der Brücken-bau war in eine neue Phase getreten:

anstatt gusseiserner Bogenbrücken do-minierten nun schmiedeeiserne Gitter-trägerbrücken das Baugeschehen.



Berichte

1 Bestandsanalyse und ErtüchtigungBestandsdecken

Vor Beginn der Tragwerksentwicklungstand die Materialanalyse der beste-henden Stahlstruktur und der vorhan-denen Betondecken der Bestandsebe-nen.

Die 1951 errichtete Fachwerk-struktur aus genieteten Stahlträgernbesteht aus vier Stützen, die mit ge-schosshohen Wandverbänden zu ei-nem 61 m hohen Fachwerkturm mitAußenabmessungen von 17,95 m imNorden und Süden und 12,85 m imWesten und Osten verbunden sind.Die vorhandenen vier Hauptstützensind mit Blockfundamenten (4,12 m× 4,76 m × 7,00 m) einzeln gegründet.Die Besonderheiten dieses Förder-schachtes in dieser Region sind dieTurmförderanlage im Turmkopf, dieSkipförderung der Kohle und die zehnBühnen. Auf den oberen beiden Büh-nen ist die Maschinentechnik für dieSeilförderung untergebracht, die da-runterliegenden acht Bühnen wurdenals Lastbühnen geplant. Das Decken-tragsystem dieser Bühnen besteht auszwei Hauptträgern, welche in Nord-Südrichtung seitlich des Förderschach-tes spannen, und den vier Randträ-gern, die Teil der Fachwerkverbändesind. Zwischen dem östlichen undwestlichen Randträger und den bei-den Hauptträgern spannen Decken-träger, auf welchen die Stahlbetonde-cken aufliegen.

Das Ergebnis der Begutachtungder Stahlkonstruktion war im Wesent-lichen, dass die Haupttragelemente desStahlbaus zu 90 bis 100 % ausgenutztwerden können, alle Stahlbauteile eineFestigkeit eines S235 aufweisen undnicht schweißbar sind. Größere Kor-rosionsschäden gab es lediglich an

Zeche Nordstern: Aufstockung Schacht IIMarkus DietzMarkus Bott

Die Zeche Nordstern in Gelsenkirchen-Heßler wurde 1868 als erste Zeche nördlich derEmscher errichtet. In den Jahren 1926/27 und 1930 erweiterten die Architekten Kremmerund Schupp die Zeche in der ihnen eigenen funktionalen Architektur, welche schon dasBild der benachbarten Zeche Zollverein prägt. Der Förderturm Schacht II wurde 1951nach der Planung von Fritz Schupp als Stahlfachwerkkonstruktion mit einer vorgeblen-deten Mauerwerksfassade gebaut. Die historische Aufnahme (Bild 1) zeigt den Förder-turm Schacht II während der Bauphase. Der gesamte Stahlbau wurde nicht gegen Kor-rosion geschützt, man ging davon aus, dass nach Ende der Kohleförderung der Schachtabgebaut wird. Aus diesem Schacht wurde bis zum Jahre 1993 Steinkohle aus bis zu1000 m Tiefe gefördert. Der Beitrag beschreibt die Aufstockung von fünf Etagen auf den bestehenden 62 m hohenSchacht II und die Errichtung des zugehörigen Erschließungsbauwerkes. Die Aufstockunggliedert sich wie folgt: Die Ebene auf +64,78 m ist als Konferenzbereich geplant, die obe-ren drei Ebenen werden zu Büroetagen ausgebaut. In der bisherigen Dachebene desSchachtes II, am Übergang von Bestand zur Aufstockung, wurde ein Splitlevel als Vertei-ler- und Technikebene angeordnet. Dieses ist wie folgt aufgebaut: Die Ebene auf +61,61 mist eine Technikebene mit Lamellenfassade; der tiefer liegende Bereich auf +57,94 m istein Auditorium, welches als Kubus in den ehemalige 10 m hohen Maschinenraum einge-hängt ist. Ein für dieses Hochhaus notwendiges Erschließungsbauwerk aus Stahlbetonwurde vor der Ostwand des Bestandsturmes errichtet. Nach der Aufstockung hat dasBauwerk eine Höhe von 84 m. Auf dem Dach, in einer Höhe von +80,38 m, befindet sicheine öffentlich zugängliche Terrasse.

Bild 1. Zeche Nordstern Bauphase Förderturm Schacht II, 1951

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Berichte


Bauteilen, welche einer periodischenBeaufschlagung mit Wasser ausgesetztwaren.

Die Betondecken spannen alsDurchlaufträger mit einer Decken -dicke von 10 cm bis 13 cm. Auflagerbilden Stahlunterzüge mit einem Pro-fil I 340. Im Bereich der Auflager wa-ren die Stahlbetondecken an der Ober-seite fast ausnahmslos gerissen.

Die Begutachtung des Stahlbe-tons ergab, dass die Betondecken inden Ebenen +28,60 m bis +41,20 mansteigende und bis +51,34 m wiederabfallende, zum Teil sehr hohe Chlo-ridwerte aufweisen. Vermutlich wurdebei der Erstellung des Schachtes IIbei starker Kälte Salz in das Anmach-wasser des Betons gegeben. Infolge-dessen wiesen die Bewehrungsstählein den Decken hohe Abrostungsgradevon bis zu 3 mm auf. Mit diesen Rand-bedingungen waren die Bestandsde-cken für die geplante neue Nutzungstatisch nicht nachzuweisen. Ein wei-terer Feuchtigkeitseintritt ist in jedemFall zu vermeiden.

Aus diesem Grund wurden alleBetondecken mit einer Folie obersei-tig vor Feuchtigkeitseintritt geschütztund alle Deckenfelder der betroffenenEbenen mittels neuer unterspannterTräger in Feldmitte unterstützt. Derunterspannte Träger besteht aus zweiU 180-Profilen mit zwei dazwischenangebrachten, über ein Gewinde inder Länge verstellbaren Pendelstäben.Dadurch wurde eine einfache Vor-spannmöglichkeit vorgesehen, welche

einen Kontakt zur Decke herstellt.Das Unterspannseil, ein offenes Spi-ralseil ∅ 8 mm, greift exzentrisch an,wodurch sich das Seil gegen Auswei-chen aus der Tragachse selbst stabili-siert. Die Ertüchtigung der Ebenen 5,8 und 9 wurde bereits im Jahre 2008ausgeführt, Anlass hierfür war eine imFörderturm anberaumte Bundesbau-ministerkonferenz im Zuge der Vor-bereitungen zur Ruhr 2010; Bild 2zeigt die umgebaute Ebene 9.

2 Tragwerkskonzept Neubau

Der Kernpunkt des Tragwerkskonzep-tes für das neue Gebäude ist die Be-grenzung der Belastung der Eckstüt-zen des Bestandsturmes. Die Belas-tung dieser vier Stahlstützen infolgevertikaler und horizontaler Bean-spruchung aus der Gebäudeaufsto-ckung darf nicht größer sein als dieursprünglich angesetzten Bemessungs-lasten im Rahmen der Nutzung alsFörderschacht. Die ursprüngliche Be-messungslast der Stütze bzw. des Fun-damentes gibt die maximale Belastungder Bestandseckstützen für das neueHochhaus vor.

Im Wesentlichen besteht die Trag-werksentwicklung für dieses Projektaus zwei Aufgaben: zum einen ausder Steuerung des Kraftflusses inner-halb des Gebäudes, so dass die Neu-belastung aus der Aufstockung undden größeren Horizontalbeanspru-chungen nicht zu einer Mehrbelas-tung der Bestandseckstützen führt,

und zum anderen aus der lokalen Lasteinleitung der Aufstockungslas-ten in die Bestandsstruktur.

In einem ersten Schritt der Trag-werksanalyse wurden die vorhande-nen Lastreserven in den Tragelemen-ten der Bestandsstruktur bestimmt.Bei den vier Eckstützen ergaben sichLastreserven aus dem zu hoch ange-setzten Windlastansatz in der Be-standsstatik, aus der Betriebslast desSeiles sowie aus den ehemals hohenNutzlasten der Bühnen.

Für die Lasteinleitung der neuenAufstockungslasten auf Ebene+46,25 m, der Maschinenebene desFörderschachtes, war die hauptsäch -liche Tragreserve die Seilbruchlast,welche an allen Vertikalen des Fach-werkes auf der Süd- und Nordseitefür die Bemessung angesetzt wurde.Generell bestand eine Systemreservein der Symmetrie des Tragwerks, dadie Profile in der Ost- und West- so-wie der Süd- und Nordseite für dieungünstigere Last gleich ausgeführtwurden. Die Kopplung der Aufsto-ckung an den Bestand erfolgte anzwölf Anbindungspunkten, wodurchdie Kräfte gezielt entsprechend denLastreserven der Bestandsstruktureingeleitet werden konnten.

Zwei geschosshohe Fachwerk-träger im Norden und Süden in derEbene 13 der Aufstockung vermittelnzwischen der Stützenstellung derneuen Gebäudeaufstockung und dembestehenden Fachwerkturm. Die un-teren Knoten der Fachwerkträger auf+61,61 m liegen genau in den Trag-achsen des Bestandsturmes, in wel-chen sich die beiden Eckstützen unddie dazwischen liegenden drei verti-kalen Fachwerkstäbe der Maschinen-ebene befinden.

Die Ermittlung der Kräfte in denTragwerkselementen der Aufstockung,des Bestandsturmes und des Erschlie-ßungsturmes infolge der horizontalenBeanspruchungen erfolgte anhand eines FE-Modelles, das die Gebäude-struktur räumlich abbildet. Die Fach-werkstruktur des Bestandsturmes undder Aufstockung wurde als räumlichesStabwerk, die Betonröhre des Erschlie-ßungsturms als Schale abgebildet. DieKnoten der Fachwerkstruktur wurdenals gelenkige Anschlüsse eingegeben.Die Verbindung der Stahlbetonriegelund Stahlbetonstützen wurde mono-lithisch modelliert und in der Ausfüh-rung entsprechend geplant. Die Kopp-Bild 2. Umbau 2008 Ebene 9



Berichte

lung der Stahlfachwerkkonstruktionund der Betonröhre erfolgte im Be-reich der Aufstockung über drei hori-zontale Pendelstäbe.

Die anzusetzenden Windlastenwurden im Vorfeld im Institut für In-dustrieaerodynamik der FH Aachenanhand eines Gebäude- und Umge-bungsmodelles ermittelt und auf dieStruktur aufgebracht. Der Kraftflussinnerhalb des hybriden Gesamtsys-tems konnte über die Steifigkeit derVerbände in der Aufstockung und derAnbindung von Aufstockung zu Er-schließungsturm so gesteuert werden,dass die Gesamtlast der Eckstützendes Förderschachtes in den vorgege-benen Belastungsgrenzen blieb.

Auf Bild 3 ist das 84 m hohe Ge-bäude bestehend aus dem Stahlbeton-erschließungsturm, dem historischenFörderturm und der Stahlbauaufsto-ckung als Teil der umgebauten ZecheNordstern zu sehen.

3 Stahltragwerk Bestand

Das Bestandstragwerk aus genietetenStahlträgern mit der Stahlgüte einesSt 37 wurde weitestgehend erhalten.Die Fachwerkstäbe, welche rechne-risch eine größere Belastung erfahrenals die ursprüngliche Bemessung derBestandsstatik ergab, wurden durch

neue Stahlprofile ersetzt. Dies wurdeim Lasteinleitungsbereich der oberenGeschosse und im unteren Teil desTurmes, an welchem die Beanspru-chung durch die höheren Horizontal-lasten durchschlug, notwendig. In derRegel konnten die Bestandsprofiledurch flächengleiche Profile der Stahl-güte S355 ersetzt werden, wodurchdie Tragfähigkeit unter Beibehaltungder Steifigkeit um bis zu 50 % gestei-gert wurde. Beim Austausch eines Pro-fils wurden die Nietverbindungen derBestandskonstruktion aufgebohrt unddurch Passschrauben der Schrauben-güte 10.9 ersetzt.

In der Ebene +46,25 m, in wel-cher die neuen Stahlbaustützen derAufstockung an die bestehende Stahl-struktur angeschlossen sind, wurdenan der Nord- und Südseite jeweils dreiund im Osten zwei vertikale Fach-werkstäbe zusätzlich zu den vier Eck-stützen für die Lasteinleitung der Auf-stockungslasten herangezogen. Diesevertikalen Fachwerkstäbe sind für diedynamischen Seillasten bemessen undweisen somit Lastreserven auf, die fürdie Lasteinleitung genutzt werdenkonnten.

Der Kraftfluss der Aufstockungs-lasten wurde über die Steifigkeit derneu eingebauten Fachwerkstäbe in denoberen Ebenen gesteuert. Somit fließt

die Gesamtlast aus der Aufstockungüber eine Höhe von drei Stockwer-ken in die vier Eckstützen und die Lasteinleitung korrespondiert mit demnach unten größer werdenden Stützen-querschnitt.

Damit sind die Bemessungslastender Bestandsstützen infolge der Auf-stockung nicht größer als die ursprüng-lichen Bemessungslasten, für welchedie Stützen ausgelegt waren.

4 Stahltragwerk Aufstockung

Das Stahltragwerk der Aufstockunggliedert sich in fünf Geschosse mit einer Höhe von 3,90 m in den Büro-etagen und 3,17 m im Technikge-schoss. Mit der 3,60 m hohen umlau-fenden Fassade der Dachterrasse er-reicht das neue Gebäude eine Höhevon 83,90 m. Bild 4 zeigt einen Schnittdurch das Gebäude in Ost-Westrich-tung. In den oberen vier Geschossenund der Fassade der Dachterrasse wur-den sechs Stützen mit einem schlan-ken Rechteckquerschnitt 300 mm ×120 mm im Süden und Norden undzwei Stützen im Osten innerhalb derFassadenbekleidung vorgesehen. DerWesten mit den Terrassen blieb stüt-zenfrei. Auf Bild 5 ist die Stahlbau-aufstockung während der Bauphasevon Süden aus zu sehen. Die Haupt-deckenträger HE-M 400 mit einerSpannweite von 12,10 m liegen seit-lich auf einem Randträger HE-A 300,welcher als Durchlaufträger zwischenden sechs Hauptstützen spannt. DieHauptdeckenträger schließen jeweilsin Feldmitte zwischen den Stützen-achsen an den Randträger an. Im Be-reich der Terrassen auf den Büroeta-gen sind die Deckenträger mit denRandträgern zu einem liegenden Rah-men verbunden, der die Horizontal-lasten in die Deckenscheiben leitet.

Die Fugen zwischen den Fassa-denelementen sind wegen der geforder-ten hohen Transparenz sehr schlankgehalten. Damit aufgrund der unter-schiedlich auftretenden Verkehrslastenin den jeweiligen Büroetagen keinegroßen Differenzverformungen auftre-ten können, wurde die Fassade auf derWestseite an einen von der Decken-belastung entkoppelten zusätzlichenDeckenträger HE-A 400 gehängt.

Die Decken der Aufstockungwurden aus Gründen der Gewichts -ersparnis als Spannbeton-Hohldielen-decken mit einer Höhe von 15 cm aus-

Bild 3. Ansicht Erschließungsbauwerk, Bestandsturm und Stahlbauaufstockung


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Berichte


Bild 4. Schnitt in Ost-Westrichtung



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geführt. Die Hohldielenelemente lie-gen auf einem an den Deckenträgerangeschweißten Auflagerblech auf, wieauf Bild 6 zu sehen ist. Das gesamteDeckenpaket konnte somit auf einMinimum zugunsten der Raumhöhereduziert werden. Die Hohldielen -decken sind jeweils als Scheiben aus-gebildet. Im Bereich großer Decken-öffnungen wurden Ortbetonbereichevorgesehen. Zur Lastein- und -auslei-tung wurden an den Stahldeckenträ-gern Kopfbolzendübel an den Stegen

angeordnet, welche die Horizontal-lasten der Scheibenränder in die be-nachbarten Scheiben und in die An-bindung an das Erschließungsbauwerkübertragen.

5 Stahlbetontragwerk Erschließungs-turm

Das 84,75 m hohe Erschließungsbau-werk, auf Bild 7 aus südöstlicher Rich-tung zu sehen, mit einer Grundriss -abmessung von 13,20 m × 4,50 m be-

steht aus einem Beton C35/45. Dieäußeren Wände und die Wände derbeiden Aufzugsschächte wurden miteiner Kletterschalung hergestellt, diePodeste und Fertigteiltreppenläufewurden im Nachgang eingebaut. Indie 60 cm dicke Brandwand auf derSeite des Bestandsturms sind die bei-den Versorgungsschächte integriert. Imsüdlichen Bereich dieser Wand wur-den Hohlräume mittels eingestellterPVC-Rohre hergestellt, um Gewichteinzusparen. In Verlängerung derBrandwand schließen die beiden Auf-zugsschächte an. Die beiden Außen-wände im Süden und Osten sind alsPfosten-Riegelfassade ausgebildet. DieStützen haben Abmessungen von30 cm × 35 cm und stehen in einemAbstand von 30 cm bzw. 90 cm.

Das Erschließungsbauwerk stehtauf einem Kellerkasten mit den Ab-messungen 42,20 m × 8,70 m. Dortsind die Technikräume für die Aufsto-ckung und der Sprinklertank unter -gebracht. Das Kellergeschoss wurdeals weiße Wanne mit einer maximalenRissbreite von 0,15 mm geplant. Hierwar die Forderung der Gasdichtigkeitmaßgebend. Die Bodenplatte des Kel-lers ist 97 cm dick und wurde auf22 Bohrpfählen mit einem Durchmes-ser von 1,20 m gegründet, die bis zu37 m in den Mergel einbinden.

Zur Aufnahme der Horizontal-lasten sind sieben der 22 Bohrpfählemit einer Neigung von 7° eingebaut.

6 Zusammenspiel der GebäudeteileStahlfachwerk/Stahlbetonröhre

An den Grundrissmaßen des Erschlie-ßungsbauwerkes und den Auskreuzun-gen der Aufstockung wird das trag-werksplanerische Zusammenspiel derbeiden Gebäudeteile sichtbar. Die Ge-bäudeteile übernehmen jeweils ent-sprechend ihrer Einzelsteifigkeit einenLastanteil der Horizontallasten. InOst-Westrichtung trägt fast ausschließ-lich das Stahlfachwerk die Horizon-tallast, in Süd-Nordrichtung wird dieHorizontallast größtenteils von derBetonröhre abgetragen. Die Verbin-dung der beiden Gebäudeteile ist we-gen der möglichen Lasteinleitung aufdie Aufstockungsebenen beschränkt,eine Anbindung im Bereich des Be-standsturmes, bis zu einer Höhe von62 m, wurde nicht geplant.

Die Aussteifung des Gebäudeserfolgt in Ost-Westrichtung über die

Bild 5. Bauzustand Stahlbauaufstockung mit Hilfsverbänden

Bild 6. Stahlbau Aufstockung: Verband Nord-Süd und temporäre Verbände fürden Bauzustand


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beiden großen Auskreuzungen ausHE-A 240-Profilen, welche hinter derNord- und Südfassade innerhalb desGebäudes der Stahlbauaufstockungliegt. Die Horizontallasten der Süd-und Nordseite werden in Ebene+46,25 m in das bestehende Stahl-fachwerk geleitet.

In Süd-Nordrichtung ist eine mitDiagonalen ausgekreuzte Scheibe ausProfilen HE-B 200 mit einem Hebel-arm von drei Metern an der Rück-wand des Versorgungsschachtes inner-halb des Grundrisses der Aufstockungangeordnet. Zur Erhöhung der Stei-figkeit dieses Verbandes ist der De-ckenträger HE-M 400 als Outriggerausgebildet und gibt Lasten in dieSüdfassade ab. Die wesentliche Aus-steifungslast wird indes über die De-ckenscheibe und den horizontalenVerband aus Profilen HE-B 200 un-terhalb der, den Erschließungsturmmit der Aufstockung verbindendenBrücke, in das Erschließungsbauwerkgeleitet.

Durch dieses Konzept konntendie Normalkräfte aus Wind und Lot-abweichung auf die Bestandsstützenvergleichsweise gering gehalten wer-den. Eine Mehrbelastung der Funda-mente wurde durch das Gründen desErschließungsbauwerkes auf Bohr-pfählen weitestgehend vermieden. Un-terhalb der Bodenplatte ist eine wei-che Dämmschicht verlegt, so dass beiAktivierung der Bohrpfahlwiderstände

keine Lasten von der Bodenplatte anden Untergrund abgegeben werden.Die Mantelreibung der Bohrpfähle indirekter Nähe der Bestandsfunda-mente ist im oberen Bereich durchBelassen des Stahlhüllrohres größ-tenteils ausgeschaltet.

7 Schlussbemerkung

Das Zusammenspiel der beiden Ge-bäudeteile ermöglicht eine große Trans-parenz der Stahlbauaufstockung. DieStahlbauaufstockung ist auf Bild 8aus südwestlicher Richtung fotogra-fiert. Die Möglichkeit den Kraftfluss

über die Steifigkeit zu steuern, warder Schlüssel zur Realisierung destragwerksplanerischen Konzeptes, wel-ches die Integration in den architek-tonischen Entwurf zum Ziel hatte.Diese Möglichkeit wurde bei der Last -einleitung der Vertikallasten aus derAufstockung in die Eckstützen desBestandstragwerkes über das Steuernder Steifigkeiten der Fachwerkstäbein den oberen drei Ebenen des Fach-werkturmes und bei der Verteilungder Horizontallasten auf die Stahl-konstruktion und die Stahlbetonröhregenutzt.

Der Strukturwandel, der sich inder Ruhr-Region vollzieht, ist auchhier an der Transformation des Bau-werks von einer Zeche zu einem Büro-und Kulturgebäude ablesbar. Der Roh-bau des Gebäudes wurde im Oktober2010 fertig gestellt. Die Kunstausstel-lung im Bestandsturm wird im Jahr2012 eröffnet. Ein Wahrzeichen derRegion wird sicherlich die Herkules-Skulptur von Prof. Lüpertz, welcheauf dem Erschließungsbauwerk steht.Bild 9 zeigt die illuminierte Skulpturwährend der AbschlussveranstaltungRuhr 2010.

Am Bau Beteiligte:Bauherrschaft + Architekt: THS GmbH Nordsternplatz 1, 45899 GelsenkirchenEntwurf: Professor K. H. Petzinka, Natalie Ness,René ClasenTragwerksplanung: Weischede, Herrmann und Partner,Stuttgart

Bild 7. Ansicht Erschließungsturm

Bild 8. Gebäudeansicht Süd-West



Berichte

Prüfingenieur: Prof. Dr.-Ing. Ungermann, Büro Prof.Sedlacek & Partner, Dortmund Windgutachten: I.F.I. Institut für Industrieaerodyna-mik GmbH, FH Aachen

Bestandsgutachten Stahl: Prof. Dr.-Ing. Ungermann, Lehrstuhlfür Stahlbau, TU DortmundBestandsgutachten Beton und Mauer-werk: Prof. Dr.-Ing. Raupach, Ibac, RWTHAachenBaugrunduntersuchung: DMT GmbH & Co. KG Bergbau Ser-vice Geo, Bau, Umwelt, EssenBaugrundgutachter: Dr. Muntzos & Partner, LienenAusführung Bohrpfahlgründung: Züblin Spezialtiefbau GmbH, BereichSüd, Zweigstelle DuisburgAusführung Rohbau: Peter Holthausen GmbH & Co KG,Düsseldorf Ausführung Stahlbau: Siebert & Möller GmbH & Co. KG,Krefeld Ausführung Ertüchtigung StahlbauBestand und unterspannte TrägerEbene 8 und 9: Giesers Stahlbau GmbH, BocholdAusführung unterspannte TrägerEbene 5, 6, und 7: Siegmund Fenner GmbH Stahlbau +Sonderkonstruktionen, Lünen-Bram-bauer

Ausführung Tragkonstruktion Herku-les:Schlosserei + Metallbau McLeanGmbH, Waltrop

Bildnachweis:

Bild 1: Deutsches Bergbaumuseum Bo-chum, Fotothek

Bilder 2 und 9: THS GmbH/ManfredVollmer

Bilder 3 und 7: THS GmbH/Tomas RiehleBilder 4 und 6: wh-p GmbH Beratende

IngenieureBild 5: THS GmbHBild 9: THS GmbH/Manfred Vollmer

Autoren dieses Beitrages:Dr.-Ing. Markus Dietz und Dipl.-Ing. Markus Bott, beideWeischede, Herrmann und Partnerwh-p GmbH Beratende IngenieureCuriestraße 270563 [email protected]

Bild 9. Herkules von Gelsenkirchen

und Wirtschaft als unsere Aufsichts -behörde und mit der Politik.“

Sander stammt aus Freiburg im Breis-gau, ist dort Stadtrat und hat in den

letzten fünf Jahren ein Landtagsabge-ordnetenbüro geleitet. Seine zentraleAufgabe sieht er in der Steigerung derKompetenz der Ingenieure und ihrerKammer. Außerdem möchte er sich fürdie hohe Ingenieurkultur und eine guteAbstimmung mit den politischen Verant-wortungsträgern des Landes einsetzen.(Anm. der Redaktion: in der ursprüng-lich abgedruckten Fassung des Artikelswar fälschlicherweise behauptet wor-den, dass Daniel Sander der Nachfolgervon Rainer Wulle sei. Dies ist jedochnicht der Fall.)

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.ingbw.de

Firmen und Verbände

Neuer Geschäftsführer der Ingenieur-kammer Baden-Württemberg

Am 1. September 2011 hat der Präsi-dent der Ingenieurkammer Baden-Würt-temberg, Rainer Wulle, Daniel Sanderals neuen Geschäftsführer bekanntgege-ben. Der Vorstand hat den 37-jährigenPolitologen einstimmig zum Geschäfts-führer bestellt und der Präsident derINGBW sagt, dass er sich freue, „dasswir eine so kompetente Persönlichkeitfür die Geschäftsführung in unsererKammer finden konnten.“ Wulles „An-liegen an den Berufsstand ist die Kon-zentration auf erfolgsversprechende Dia-loge mit dem Ministerium für Finanzen


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Berichte


Görlacher von der Versuchsanstaltdes KIT nahm die Anwesenden mitauf eine Reise in die, teilweise be-wegte, Vergangenheit der Versuchs-anstalt.

Prof. Dr.-Ing. Heinz Brüninghoffreferierte über Rahmenecken im In-genieurholzbau. Er griff hierzu auf dieErgebnisse von Forschungs- und Prüf-aufträgen zurück und zeigte unter-schiedlichste Ausführungen wie ge -dübelte, keilgezinkte oder gebogeneEcken.

Aktuelle Projekte aus dem Be-reich der Überdachungen aus mehr-fach gekrümmten oder frei geformtenSchalen aus Brettschichtholz warendas Thema des Vortrags von MathiasHofmann und Rensteph Thompsonvon Hess Timber, der den Titel„Krumme Kisten und dreieckige Eier“trug.

Den Schlussvortrag des erstenTages der Veranstaltung hielt der In-haber des Lehrstuhls für Metallbauder TU München Prof. Dr.-Ing. Mar-tin Mensinger, der einst an der Ver-

Im Jahr 2011 feierte die Versuchsan-stalt für Stahl, Holz und Steine desKarlsruher Instituts für Technologie(KIT) ihr 90jähriges Bestehen [1]. Ausdiesem Grund fand am 29./30. Sep-tember ein zweitägiges Festkolloquiumim Audimax des KIT statt (Bild 1).

Den über 350 Gästen wurde einabwechslungsreiches Programm ge-boten. Der erste Tag der Veranstal-tung wurde als gemeinsames Kollo-quium der beiden an der Versuchs -anstalt vertretenen Disziplinen „Holz-bau“ und „Stahlbau“ gestaltet.

Die einleitenden Worte sprachender Dekan der Fakultät für Bauinge-nieur-, Geo- und Umweltwissenschaf-ten des KIT, Prof. Dr.-Ing. BernhardHeck sowie Ministerialrat Dr.-Ing.Gerhard Scheuermann vom Ministe-rium für Umwelt, Klima und Energie-wirtschaft Baden-Württemberg, deru. a. über die Neuaufteilung verschie-dener Ressorts innerhalb der Baden-Württembergischen Landesregierungund neue Entwicklungen im bauauf-sichtlichen Bereich berichtete.

Die beiden Leiter der Versuchs-anstalt für Stahl, Holz und Steine,Prof. Dr.-Ing. Hans Joachim Blaß undProf. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer(Bild 2), stellten anschließend die Be-reiche „Holzbau“ und „Stahlbau“ ander Versuchsanstalt in allen Facettenvor. Neben intensiven Forschungstä-tigkeiten auf vielen Gebieten ist dieVersuchsanstalt eines der größten In-stitute europaweit im Hinblick auf dieTätigkeit als Prüf-, Überwachungs-und Zertifizierungsstelle bzw. notifi-zierte Stelle. Die Versuchsanstalt ver-fügt heute über insgesamt mehr als60 Mitarbeiter, von denen über 20eine Promotion anstreben. Grundlageist eine hervorragende Ausstattungzur Durchführung von zerstörendenund zerstörungsfreien Prüfungen.

Im Anschluss hielt Prof. Dr.-Ing.Udo Peil vom Institut für Stahlbauder TU Braunschweig einen kurzwei-ligen Vortrag zum Thema „Die großeKuppel von Florenz – Statik und Intui-tion im 15. Jahrhundert“ [2]. Der nach-folgende Beitrag von Dr.-Ing. Rainer

Rückblick: Festkolloquium 90 Jahre Versuchsanstalt

DOI: 10.1002/stab.201201513

Bild 1. Teilnehmer des Festkolloquiums (Quelle: Versuchs-anstalt)

Bild 2. Die Leiter der Versuchsanstalt: Prof. Dr.-Ing. HansJoachim Blaß (links) und Prof. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer(rechts) (Quelle: Versuchsanstalt)

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suchsanstalt seine Diplomarbeit an-fertigte. Er berichtete über die „Mem-branwirkung von Verbunddecken imBrandfall“, wobei er spektakuläre Bil-der eines Großversuchs zeigte.

Die abendliche Festveranstaltungfand im Südwerk in Karlsruhe statt,wo bei leckerem Buffet reichlichMöglichkeit zum branchenübergrei-fenden Austausch bestand, was vonden Teilnehmern auch bis in die frü-hen Morgenstunden gerne angenom-men wurde.

Am zweiten Tag hatten die Teil-nehmer die Wahl zwischen zwei Pa-rallelveranstaltungen, wobei sowohlder vom Bereich „Holzbau“ als auchder vom Bereich „Stahlbau“ angebo-tene Part überwiegend durch an derVersuchsanstalt tätige wissenschaftli-che Mitarbeiter und ausgewählte Gast-redner bestritten wurde. Über die Vor-träge im Bereich „Holzbau“ wurdenbereits ausführlich berichtet [3].

Im Bereich „Stahlbau“ wurde dieVeranstaltung von Heinz Bock undRandolf Diel eröffnet, die Grußwortedes DVS, des DSTV, des VBI und desVPI überbrachten. Im Anschluss wurdeaus aktuellem Anlass ein Kurzvortragzum Thema EN 1090, Vortragender:Dr.-Ing. Michael Volz, Versuchsanstalt,eingeschoben.

Thomas Reinke von der Versuchs-anstalt berichtete über ein laufendesForschungsprojekt mit dem Thema„Tragverhalten von Stahlmasten mitpolygonalem Querschnitt“, wobei hierdurch eine Kombination aus experi-mentellen und numerischen Untersu-

chungen eine Lücke in den aktuellenRegelwerken gefüllt werden soll.

Die Nachbehandlung vonSchweiß nähten war das Thema desVortrags von Philipp Weidner vonder Versuchsanstalt. Hier wurden inden vergangenen Jahren durch inten-sive Forschungsarbeit enorme Fort-schritte erzielt. So lässt sich die Er-müdungsfestigkeit von Schweißnäh-ten, deren Lebensdauer rechnerischbereits erreicht ist, noch erheblich stei-gern, was zu einer signifikanten Erhö-hung der Restlebensdauer des Bau-teils führt.

Dr.-Ing. Jan Akkermann und Prof.Dr.-Ing. Dan Constantinescu, Krebsund Kiefer GmbH, berichteten überdie Anwendung des Eurocode 8 amBeispiel internationaler Projekte. High-light war hier eine Moschee, die in einem stark erdbebengefährdeten Ge-biet errichtet werden soll.

Unter dem Titel „Tragstrukturenvon Offshore-Windenergieanlagen inder Nordsee“ berichtete Dr.-Ing. Mi-chael Siems, Geschäftsführer der In-genieurgesellschaft Peil, UmmenhofermbH, über ein derzeit sehr aktuellesThema. Er stellte unterschiedlicheGründungsstrukturen mit den zuge-hörigen Vor- und Nachteilen in kon-struktiver und wirtschaftlicher Hin-sicht vor.

Thomas Fackler, Schlaich Ber-germann und Partner GmbH, refe-rierte in einem sehr spannenden Vor-trag über den neu gebauten Flug -hafen „Berlin – Brandenburg Inter-national“ und die konstruktiven He-

rausforderungen, denen sich die Pla-ner zu stellen hatten.

Im Anschluss an die Vorträge hat-ten die Teilnehmer die Möglichkeit,die Prüflabore der Bereiche „Stahlbau“und „Holzbau“ ausgiebig zu besichti-gen und hier auch vorbereitete zerstö-rende Versuche zu beobachten. Dasabschließende Mittagessen wurde beistrahlendem Wetter im Hof der Ver-suchsanstalt, der für das Festkollo-quium eigens zum Biergarten umge-staltet worden war, eingenommen.

Die Veranstalter möchten sichauf diesem Wege bei allen Mitwirken-den für die hervorragende Vorberei-tung und bei den zahlreich erschie-nen Gästen für ihr Kommen bedan-ken.

Literatur

[1] Ruff, D.: 90 Jahre Stahlbau an derVersuchsanstalt für Stahl, Holz undSteine. Stahlbau 80 (2011), Heft 8,S. 554–559.

[2] Peil, U.: Die große Kuppel von Flo-renz – Statik und Intuition im 15. Jahr-hundert. Bautechnik 84 (2007), H. 1,S. 47–59.

[3] Jacob-Freitag, S.: Wo die (Holz-) bau-praktische Zukunft entsteht. Holz-Zen-tralblatt Nr. 47, 25. November 2011,S. 1189–1190.

Autor dieses Beitrages:Dr.-Ing. Daniel C. Ruff, Geschäftsführer, KIT Stahl- und Leichtbau, Versuchsanstalt fürStahl, Holz und Steine, Karlsruher Institut fürTechnologie (KIT), Otto-Ammann-Platz 1, 76131 Karlsruhe

Im November 2011 konnte die Bö-ger+ Jäckle Beratende IngenieureGmbH in Henstedt-Ulzburg ihr 50jäh -riges Bestehen feiern. Das Bürowurde Ende 1961 von den Diplom-Ingenieuren Hajo Böger und Her-mann Jäckle in Ulzburg am nördli-chen Rand von Hamburg gegründet,und es hat sich aus kleinsten Anfän-gen zu einem der größten unabhängi-gen Ingenieurbüros in Schleswig-Hol-stein entwickelt. Das mit der Planung

50 Jahre Böger+Jäckle

von Bauwerken für die öffentliche In-frastruktur – vorzugsweise von Brü-cken, Tunnel und für den Küsten-schutz – befasste Ingenieurunterneh-men beschäftigt achtzig Mitarbeiterund wird seit Anfang der 1990erJahre von Klaus Domröse und Ha-rald-Peter Hartmann geführt (Bild 1).Als unabhängige Planer, Bauleiteroder als Prüfingenieure haben diesechzig Ingenieure von Böger+Jäcklein den vergangenen fünfzig Jahren an

fast allen großen verkehrsplanerischenund raumordnenden Bauprojekten inSchleswig-Holstein mitgewirkt, bei-spielsweise an der Gablenzbrücke inKiel (Bild 2), an der westlichen Elb-querung und am Rück- und Neubauder Störbrücke in Itzehoe (Bild 3).Aus Anlass des Jubiläums haben Bö-ger+Jäckle eine Chronik herausgege-ben [1], in der die Verkehrsentwick-lung des Landes am Beispiel der Ge-schichte dieses Büros beschrieben


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Berichte


und aus der Sicht der beteiligten Pla-ner fachkundig kommentiert wird.

In einem ganz normalen Reihen-haus haben Hajo Böger und Her-mann Jäckle damals ihr Ingenieur-büro gegründet. Ihre Startchancenwaren in doppelter Hinsicht gut: Siehatten nach dem Studium des Bauin-genieurwesens an den TechnischenUniversitäten in Hannover bezie-hungsweise Karlsruhe erste beruflichepraktische Erfahrungen im Ingenieur-büro von Dr.-Ing. Hellmut Homberg(1909–1990) in Hagen in Westfalengesammelt (s. [1, S. 6–10] u. [2, S. 652]),einem der damals renommiertestenIngenieurbüros in Deutschland, undsie starteten ihre selbstständige Tätig-keit als freiberufliche Beratende Inge-nieure in einem Bundesland, das da-mals zu jenen Regionen in Deutsch-

land gehörte, die wegen des stark an-schwellenden West-Ost-Transitver-kehrs unmittelbaren verkehrstechni-schen Handlungsbedarf aufwiesen.Von der Verlegung der Bundesstraße 5von Krupunder über Pinneberg bisnach Quickborn Anfang bis Mitte der1960er Jahre über die Planung undden Bau der Bundesstraßen 200, 207und 404 bis zur planerischen undbauleitenden Beteiligung am Bau derAutobahn von Hamburg nach Kiel,waren Böger+Jäckle nach eigenenAngaben an wohl allen großen Ver-kehrsprojekten der letzten 50 Jahrein Schleswig-Holstein beteiligt. Gleich -zeitig wurden ihre reichen Erfahrun-gen als Ingenieure und Bauleiter fürdie Planung und Errichtung zahlloserBauwerke des Küstenschutzes genutzt.Kaum ein Ingenieurbauwerk an der

Unterelbe zwischen Hamburg undNeufeld wurde, so schreibt das Unter-nehmen heute, ohne die Mitarbeitvon Böger+Jäckle errichtet. Zurzeitwirkt das Büro bei den großen Küs-tenschutzmaßnahmen an der Unte-relbe und in Dahme an der Ostseemit. Das Hochwasser von 2010 habendie Lauenburger Bürger Dank dervon Böger+Jäckle errichteten Hoch-wasserschutzbauwerke genauso ohneSchaden überstanden wie die Men-schen in Geesthacht, wo der Hoch-wasserschutz am Oberen und Unte-ren Schleusenkanal oder wie die inGlücksburg, wo die Deicherhöhungvon 2009 dem Blanken Hans erfolg-reich trutzt.

Neben den zahllosen Bauten fürdie Infrastruktur Schleswig-Holsteinshaben Böger+Jäckle aber auch bun-desweit – beispielsweise für die Brü-cken der Rhönautobahn nach Fuldaoder für die 4. Röhre des Elbtunnelsin Hamburg – und für große Projekteim Ausland geplant – zum Beispiel imIran, noch zu Zeiten des Schahs, eineReparaturwerft und einen Hafen, oderBrücken für Nigeria (die aber nie ge-baut wurden, weil politische Unru-hen ausbrachen), oder für die Erwei-terung der U-Bahn in Singapur. Injüngerer Zeit kamen dann noch be-deutende Planungs- und Bauleitungs-aufgaben für den Industriebau oderfür Kernkraftwerke hinzu, vor allemfür die Ertüchtigung des Kernkraft-werks Brunsbüttel.

Der Schwerpunkt der Tätigkeitvon Böger+Jäckle lag immer auf demGebiet des konstruktiven Ingenieur-baus. Brücken, Tunnel, Untergrund-bahnen, Lärmschutzanlagen, Schiffsan-leger, Kaianlagen, Hoch wasser schutz -bauten, Hafen- und Werftanlagen,

Bild 1. Mitarbeiterinnen und Mitarbeiter von Böger+Jäckle mit den beiden Geschäftsführern Dipl.-Ing. Harald P. Hartmann (1. Reihe, 4. von links) und Dipl.-Ing. Klaus Domröse (1. Reihe, 5. von links)

Bild 2. Einschub der Gablenzbrücke in Kiel Bild 3. Bau der Störbrücke in Itzehoe



Berichte

Ing. Wolf-Dietrich Karras, der dieseGeschichte miterlebt und mitgestaltethat. Diese Chronik ist aber nicht nureine Geschichte der Ingenieurgruppe

Böger+Jäckle, sondern auch gleich-zeitig eine kurzweilige, kundig kom-mentierte Geschichte der Entwick-lung des Verkehrs in Schleswig-Hol-steins überhaupt – aus der Sicht undmit dem Wissen eines Ingenieurs ge-schrieben, der sich ein ganzes berufli-ches Leben lang mit dieser Entwick-lung beschäftigt hat. Das Büchleinkann als PDF-Datei auf der Websitedes Ingenieurbüros Böger+Jäckle kos -tenfrei downgeloadet werden unterwww. boeger-jaeckle.de

Literatur

[1] Karras, W.-D.: 50 Jahre Ingenieur-büro Böger+Jäckle. Henstedt-Ulzburg:Eigenverlag 2011.

[2] Kurrer, K.-E., Pelke, E., Stiglat, K.:Einheit von Wissenschaft und Kunstim Brückenbau: Hellmut Homberg(1909–1990). Bautechnik 86 (2009),H. 10, S. 647–655, H. 12, S. 794–809 u.87 (2010), H. 2, S. 86–115.

Bild 4. Titelblatt der Chronik von Böger+Jäckle

1961 – 2011

50 Jahre IngenieurbüroBöger + Jäckle

Eine etwas andere Chronikvon Wolf-Dietrich Karras

Fabrikanlagen, Kraftwerke, Geschäfts-und Verwaltungsgebäude, Schulen undSporthallen sind unter der Mitwir-kung von Böger+Jäckle entstanden.

Dass Ingenieure aber nicht nurin Betongrau und Stahlblau, sondernauch in Grün planen können, das ha-ben Böger+Jäckle schließlich noch inden vergangenen zwanzig Jahren beizahlreichen Projekten des Land-schaftsschutzes, der Landschaftspflege,der Rekultivierung und der Pflege öf-fentlichen Grüns in Parks und Schloss -gärten bewiesen, auch im OstenDeutschlands, wo das Unternehmennach der Wende in Leipzig, Wismar,Dessau und Chemnitz Zweigbüros er-öffnet hat.

„Eine etwas andere Chronik“(Bild 4) haben Böger+Jäckle einBüchlein über die Geschichte ihresBüros betitelt, das anlässlich des 50-jährigen Jubiläums von jenem Mitar-beiter geschrieben worden ist, Dipl.-

Dachpfannen aus Stahl: Leichtgewichte für jedes Dach

Zunehmendwerden vonDachdeckernund BauherrenStahldachpfan-nen als gute Alternative zutraditionellenDacheindeckun-gen verwendet.Das Stahl-Infor-mations-Zen-trum hat in die-sem Zusam-

menhang eine Auswahl interessanterDach-Ausführungen in einer Dokumen-tation zusammengestellt.

Nicht nur private Bauherren, auchKommunen und Wohnungsunterneh-men sind auf diese hierzulande nochwenig verbreitete Bedachungstechnikaufmerksam geworden. Dafür spricht,

dass Stahldachpfannen leicht und lang-lebig sind und es erlauben, große Dach-flächen wirtschaftlich zu decken. Vor allem die hohe Widerstandsfähigkeit ge-gen Sturm erweist sich in Zeiten zuneh-mend extremer Wetterlagen als Plus-punkt. Bislang sind Dachpfannen ausStahl vor allem in Skandinavien undNorddeutschland verbreitet. Denn anNord- und Ostsee, wo das Wetter häufigrauer ist, halten sie, fest mit der Unter-konstruktion verbunden, Starkregenund Orkanböen schon seit Jahrzehntenerfolgreich stand.

Die Profiltafeln bestehen aus 0,5 mmdickem Stahlblech, sind ca. einen Meterbreit und einen halben bis zu acht Meterlang. Eine mehrschichtige Oberflächen-veredelung verleiht den Profilen nichtnur Farbigkeit, sondern schützt denStahlkern für viele Jahrzehnte vor Kor-rosion. Auf der glatten Außenhaut findenSchmutz, Flechten und Moose kaumHalt. Dadurch bleibt das ursprünglicheErscheinungsbild lange erhalten.

Bei der Dacherneuerung – über 50 %der Bautätigkeiten erfolgen in Deutsch-land heute bereits im Bestand – über-zeugen Dachpfannen aus Stahl durchEffizienz und Flexibilität, denn sie las-sen sich auf jeder Dachform verlegen.Sie sind mit rund fünf Kilogramm jeQuadratmeter wesentlich leichter alsBeton- oder Tondachpfannen. Dadurcherübrigt sich bei älteren Dachstühlenmit eingeschränkter Tragfähigkeit in vie-len Fällen eine nachträgliche Verstär-kung oder gar Erneuerung der Unter-konstruktion.

Das Stahl-Informations-Zentrumzeigt in seiner neuen Dokumentation„Dachpfannen aus Stahl“ ausgeführteProjekte aus den Bereichen Wohnungs-und Gewerbebau sowie landwirtschaft -liche Nutzbauten.

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.stahl-info.de (kostenfreie Publika-tion)www.stahl-dachpfannen.de

Aktuell


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Persönliches


Carl-Heinz Rademacher †

Am 20. November 2011 verstarb nachlängerer Krankheit Dipl.-Ing. Carl-HeinzRademacher in Erkrath bei Düsseldorf.

Geboren am 20. Januar 1930 in Salz-wedel besuchte Rademacher die dortigeJahn-Oberschule, an der er 1950 dasAbitur ablegte. Im gleichen Jahr übersie-delte er nach Berlin, um an der Techni-schen Universität Bauingenieurwesenzu studieren; besonders prägend dabeiwar Professor Roik, der in Rademachereine lebenslange Liebe zum Stahlbau,insbesondere zum Stahlbrückenbau,weckte.

Nach bestandener Diplomprüfungtrat Rademacher 1957 in die Firma HeinLehmann & Co AG in Düsseldorf ein.Diese Firma war 1888 in Berlin gegrün-det worden und hatte schon 1890 einZweigwerk in Düsseldorf eröffnet, dasbald zum wichtigsten Werk der Firmawurde. In den Jahren 1910 bis 1912baute die Firma ihre erste Rheinbrücke,die zweigleisige Eisenbahnbrücke Duis-burg-Ruhrort und hat bis in die 1980erJahre mehr Rheinbrücken gebaut alsjede andere Firma.

Kurz nach dem Krieg – als sich derWiederaufbau und der Neubau vielerBrücken überlappten – gab es für einenjungen und tatendurstigen Ingenieur na-türlich ein breites Betätigungsfeld. 1962erwarb Rademacher die Zusatzqualifika-tion Schweißfachingenieur, und 1965wurde er Assistent des Technischen Di-rektors Karl Lange. Neben den mit die-ser Tätigkeit verbundenen normalenAufgaben wurde Rademacher immerwieder mit der Umsetzung von beson-ders schwierigen Brückenentwürfen aufder Baustelle betreut. Genannt seienhier nur– die Hängebrücke über den Rhein

Kleve-Emmerich (1962 bis 1965), miteiner Mittelöffnung von 500 m immernoch die weitestgespannte BrückeDeutschlands

– die Talbrücke Weiberswoog bei Idar-Oberstein (1964 bis 1967), eine derwenigen damals gebauten Verbund-brücken, bei der die Hein LehmannBetonbau GmbH auch die Unterbau-ten und die Fahrbahnplatte herstellte

– die Kniebrücke in Düsseldorf (1965bis 1968), eine einhüftige Schrägseil-brücke mit der damaligen Rekordmit-telöffnung von 319 m

– die Rheinbrücke Mannheim-Ludwigs-hafen (1968 bis 1972), ebenfalls eineeinhüftige Schrägseilbrücke, bei dererstmals eine Strombrücke aus Stahlmit einer Vorlandbrücke aus Spann-beton kombiniert wurde und baustel-lengefertigte Paralleldrahtbündel zumEinsatz kamen

1973 wurde Rademacher zum Leiter derMontageabteilung und 1977 zum Tech-nischen Direktor der Firma ernannt. AlsHöhepunkte aus dieser Zeit sind zu er-wähnen – die 1969 bis 1976 gebaute Oberkasse-

ler Brücke in Düsseldorf mit ihremspektakulären Querverschub

– die 1983 bis 1987 nach einem Sonder-entwurf der Fima gebaute 4-gleisigeEisenbahnbrücke Düsseldorf-Hamm,eine Fachwerkbrücke mit Stützweitenvon 135 m und 250 m, deren Haupt-öffnung von einem Bogen überspanntwird.

Durch sein ergebnisorientiertes Denkenund seine vermittelnde Art hat Rade -macher bei all diesen Projekten auch inschwierigsten Sachfragen immer wiederdie unterschiedlichen Interessen ausglei-chen können.

Nach mehrfachem Eigentümerwech-sel und wegen des allgemeinen Rück-gangs der Bauaufgaben wurde die FirmaHein Lehmann nach Fertigstellung derDüsseldorf-Hammer Eisenbahnbrückezerschlagen und Rademacher konnte1989 in den wohlverdienten Ruhestandtreten. Jetzt endlich fand er Zeit, sichden Dingen zu widmen, die bei seinemengagierten Berufsleben viel zu kurz gekommen waren: Reisen, Malen undZeichnen, Tanzen und Chorgesang.

Rademacher hinterlässt seine Frau,mit der er über 55 Jahre verheiratet warund zwei Söhne.

Ich hatte das Glück – zunächst in derFirma Hein Lehmann und auch nachmeinem Wechsel in das Büro Leonhardt,Andrä und Partner – über 25 Jahre hin-weg immer wieder mit Rademacher zu-sammenarbeiten zu dürfen und in ihmnicht nur einen äußerst kompetentenKollegen, sondern über das Beruflichehinaus einen Freund zu finden.

Reiner Saul, Leonberg-Warmbronn

Albert Krebs 80 Jahre

Am 12. Januar 2012 vollendete Prof.Dr.-Ing. Albert Krebs sein 80. Lebens-jahr. In München geboren, studierteKrebs von 1950–1955 an der Techni-schen Hochschule Darmstadt Bauinge-nieurwesen. Er trat 1956 als einer derersten Mitarbeiter in das private Inge-nieurbüro seines Lehrers Prof. Dr.-Ing.Alfred Mehmel – dem „Brückenpapst“der Nachkriegsjahre – ein. 1962 promo-vierte Krebs mit einer Dissertation überKreisringplatten. In diese Jahre fallen soherausragende Projekte wie die Nibe-lungenbrücke in Worms (Freivorbau),die erste Hangbrücke aus Spannbetonam Krahnenberg bei Andernach (kur-vengängige Vorschubrüstung) sowie dierasante Entwicklung des Rhein-Main-Flughafens in Frankfurt (u. a. Termi-nal 1).

1965 wurde Albert Krebs Partner imBüro Mehmel-Krebs. Schon ein Jahrspäter wurde er mit nur 34 Jahren derbis dato jüngste Prüfingenieur für Bau-statik im Fachbereich Massivbau undHolzbau. Nach Mehmels Tod 1973 fir-mierte er das Büro mit dem dritten Part-ner, Dr.-Ing. Gerhard Kiefer, in Krebsund Kiefer um, heute eine der bedeuten-den und größten deutschen Ingenieurge-sellschaften im Bauwesen.

Bereits im Büro Mehmel-Krebs wur-den herausragende Projekte geplantoder bautechnisch geprüft. 1973 erhieltAlbert Krebs zudem die Prüflizenz imMetallbau. 1995 wurde er beim Eisen-bahn-Bundesamt Prüfingenieur für Kon-struktiven Ingenieur- und Brückenbaualler Fachrichtungen. Er setzte sichnachdrücklich für die Umsetzung desVier-Augen-Prinzips ein und engagiertesich im Verband der Prüfingenieure fürBaustatik (VPI), dessen hessischem Lan-desverband er 1979–1992 vorstand. Mit-telpunkt seiner Bemühungen war dieDurchsetzung und Sicherung eines ho-hen Qualitätsniveaus. Stets war ihmnicht nur die Einhaltung der techni-schen Regeln von Bedeutung. Vielmehrlag und liegt ihm auch die Berücksichti-gung aller weitergehenden Aspekte amHerzen. Mit seinem scharfen, analyti-schen Denken, vor dem sich mancher

Persönliches

15_074-078_Rubriken_ST 22.12.11 13:21 Seite 74


Persönliches / Aktuell

Kollege und Mitarbeiter auch mal fürch-ten durfte, gepaart mit seinem stets höf-lichen, aber auch in der Sache bestim-menden Wesen, widmet er sich demweitestgehenden Ausloten der techni-schen Problematik und deren pragmati-scher Lösung.

Neben der erfolgreichen Entwicklungdes Ingenieurbüros – mittlerweile mitweiteren Partnern und neuen, heraus -ragenden Projekten wie:– Rombachtalbrücke der ICE-Neubau-

strecke Fulda–Kassel,– Terminal 2 am Flughafen Frankfurt,– Gesamtplanung der ICE-Neubaustre-

cke Erfurt–Leipzig/Halle,– diversen Hochhäusern in Frankfurt

(Deutsche Bank, Helaba, DG-Bank,Commerzbank)

vergaß Albert Krebs nie seine wissen-schaftlichen Wurzeln. Diverse Fachver-öffentlichungen zu Themen des Massiv-und Brückenbaus sowie zu Hochhaus-schwingungen stammen aus seiner Fe-der. Er verantwortete ferner zusammenmit seinem Mitarbeiter Dr.-Ing. Bern-hard Hartung die Erweiterte TechnischeBiegelehre. Mit diesem ganzheitlichen,sämtliche Schnittgrößen M, N und Vverbindenden Bemessungsansatz sindheute Nachrechnungen und Entwürfevon komplexen Brückenquerschnittenmöglich. 1986 wurde Krebs schließlichHonorarprofessor im Fachgebiet Inge-nieurbauwerke an der TU Darmstadt.

Einen weiteren Schwerpunkt seinestechnischen Engagements widmete erden Trag- und Vorschubgerüsten. Seit1971 war er Mitglied im Sachverständi-genausschuss Traggerüste des DIBt. Dievon ihm mitverfasste Check-Liste fürTraggerüste gehört mittlerweile zu denStandardwerken auf diesem Gebiet.

Als Unternehmer setzte er sich füreine leistungsgerechte Honorierung vonIngenieuren ein. Aus Überzeugung en-gagierte er sich im AHO (Ausschuss derVerbände und Kammern der Ingenieureund Architekten für die Honorarord-nung e.V.), dessen Fachkommission „Ingenieurbauwerke und Tragwerkspla-

nung“ er vorsaß, und war maßgeblichan der Gestaltung der HOAI beteiligt.Im HOAI-Gesamtkommentar von Jo-chem verfasste er den Beitrag zum Leis-tungsbild Tragwerksplanung. Seine zahl-reichen Vorträge und Fortbildungenzum Thema Honorarrecht und HOAIführten ihn auch bis nach China. Durchseine aufrichtige und integre Haltung genießt er sowohl bei Planern als auchbei Auftraggebern höchste Anerkennungund Vertrauen.

Den Abschluss seines aktiven Be-rufslebens als Ingenieur krönte Krebsmit der Betreuung der Planung desSchiffshebewerks am 3-Schluchten-Staudamm in China, des sich derzeitim Bau befindenden, größten Schiffs-lifts der Welt.

Albert Krebs führte sein Ingenieur-büro stets mit Weitsicht und Strategie.Bei seinem Ausscheiden aus der aktivenGeschäftsleitung und Wechsel in die Posi-tion eines Beirats 2005 hatte das Unter-nehmen weit über 300 Mitarbeiterinnenund Mitarbeiter und war bzw. ist bisdato in allen Bereichen des Bauwesensaktiv. Das Ingenieurbüro wird heutevon einer Sozietät aus Partnern dermittlerweile 3. Generation geführt, derer nach wie vor angehört und mit Ratund Tat zur Seite steht.

Die besten Wünsche zum 80. Ge-burtstag, weiterhin viel Schaffenskraftund viel Gesundheit und Freude imKreis seiner Familie!

Dr. Jan Akkermannim Namen der Gesellschafter der Krebs und Kiefer & Partner GbR

das Schorgasttal mit vorgelagerter Ga -lerie (140 m) über die Bahnlinie Bam-berg–Hof, als Teil der geplanten Bundes-straßen 289 Umfahrung von Kauerndorfund Untersteinach, die Arbeitsgemein-schaft aus Ingenieuren und Architektenmit der Erstellung des Bauwerksentwurfsbeauftragen. Das Münchner Ingenieur-büro BPR Dr. Schäpertöns & Partnerhatte in einer Arbeitsgemeinschaft mitSRP Schneider & Partner (Kronach) undden Architekten SBR Schultz-Brauns &Reinhart (München) unter fünf eingela-denen Bewerbern den ersten Preis ge-wonnen: „Den Siegerentwurf wertetedas Preisgericht als selbstbewussten Auf-tritt in der Schorgastaue, der mit einerinsgesamt harmonischen Einfügung inden sensiblen Landschaftsraum eineSynthese bildet. Die Lösung der Unter-bauten zeugt von großer Transparenz,die Lösung der Überbauten von Signifi-kanz. Insgesamt ist der Entwurf ein über-zeugender Beitrag zu Baukultur und ge-prägt von Innovationswillen und gestal-terischer Kraft.“ (Preisgericht, Nov. 2010)Ziel des Entwurfs war es von Anfang anein markantes Zeichen zu setzen. Sechs28 m hohe im Verhältnis zur Kurvenin-nenseite 1 : 3 geneigten Stahlpylone tra-gen an je zehn Zuggliedern einen schlan-ken Brückenträger (Bilder 1 und 2). DerÜberbau der Brücke besteht aus einemStahlkasten und einer aufgesetzten Fahr-bahnplatte aus Beton (Bild 3). Der ge-schlossene Stahlkas ten wurde deshalbgewählt, weil wegen der einseitigen Auf-hängung Torsion abgetragen werdenmuss. Aufgrund der dadurch erforder -lichen großen Längssteifigkeit sind dieKräfte in den Zuggliedern vergleichs-weise gering, so dass es möglich scheint,diese aus Baustahl vorzusehen. Der Stegdes Kastens ist an der Kurveninnenseiteeinmal gefaltet. An der Kurvenaußen-seite begrenzt ein schlankes Gesimsbanddas gepfeilte Bodenblech. Das Staatsbau-amt lobte einmütig die kühne Lösungdes Brücken überbaus, der „eine Kombi-nation aus der Balkentragwirkung einesDurchlaufträgers mit der Tragwirkung

Aktuell

Wettbewerb: Talbrücke über die Schorgast (B289)

Das Staatliche Bauamt Bayreuth möchteein Jahr nach dem Realisierungswettbe-werb einer 420 m langen Talbrücke über

Bild 1. Geneigte Stahlpylone


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Aktuell


einer Schrägseilbrücke mit einseitig an-geordneten Abspannungen darstellt (sic).Durch die Schrägseilkonstruktion kannder Überbau äußerst schlank ausgebildetwerden. Die Konstruktionshöhe beträgt1,80 m, damit ergibt sich eine Schlank-heit von l/h = 37. Dieses Tragsystemstellt eine für Straßenbrücken äußerstungewöhn liche Lösung dar.“ (Bau in-tern Juli/August 2011) Die Krümmungdes schlanken Brückenträgers zusam-men mit der Neigung der Pylone zumInneren des Kurvenradius erzeugen eineganz be sondere Spannung und Dyna-mik. Man kann fast sagen: die Brücketanzt.

Christian Brensing

Stahl-Architekturpreis, BMVBS-Sonder-preis und Förderpreis für 2012 ausgelobt

bauforumstahl und der Deutsche Stahl-bau-Verband DSTV loben gemeinsammit dem Bundesministerium für Verkehr,Bau und Stadtentwicklung (BMVBS)den Preis des Deutschen Stahlbaues 2012für Stahlarchitektur sowie den Sonder-preis des BMVBS aus. Außerdem wirdder Förderpreis des Deutschen Stahl-baues 2012 für Studierende ausgeschrie-ben.

Der Preis des Deutschen Stahlbaueswird verliehen für eine architektonische

Leistung im Hoch- und Brückenbau,einschließlich aller Formen des Bauensim Bestand, bei der die Möglichkeitendes Stahls in besonders guter Weise ge-nutzt werden.

Der Sonderpreis des Bundesministe-riums für Verkehr, Bau und Stadtentwick-lung zeichnet zusätzlich ein Bauwerkaus, bei dem nachhaltige Stahlarchitek-tur unter besonderer Berücksichtigungvon Ressourcen- und Energieeffizienzsowie Gebäudeflexibilität realisiertwurde.

Prämiert werden seit 2009 fertig ge-stellte Bauwerke, die ihren Standort inder Bundesrepublik Deutschland ha-ben, bzw. im Ausland, wenn der Ur -heber deutscher Staatsbürger ist. DieHöhe des Preisgeldes beträgt insgesamt14000 €. Bewerben können sich Archi-tekten/Architektengemeinschaften so-wie Architekten-/Ingenieurgemein -schaften. Einreichungstermin ist der26. März 2012.

Der Jury gehören an: Prof. Dr.-Ing.Klaus Bollinger, Michael Frielinghaus,Prof. Dörte Gatermann, MinRat Hans-Dieter Hegner, Prof. Sebastian Jehle,Prof. Volkwin Marg, Christian Schittich.

Der Preis des Deutschen Stahlbauesist einer der ältesten und angesehenstenArchitekturpreise in Deutschland undwird alle zwei Jahre verliehen. Preisträ-

ger 2010 waren das Architekturbürogmp von Gerkan, Marg und Partner ge-meinsam mit den Tragwerksplanernschlaich bergermann und partner sbpfür das Cape Town Stadium in Kapstadt.Der Sonderpreis des BMVBS ging 2010an das Büro Architektur & Landschaftvon Stefan Giers und Susanne Gabrielfür die „Landmarke Lausitzer Seen-land“.

Der mit 8000 € dotierte Förderpreisfür Studierende wird gleichfalls imZweijahresturnus verliehen. Er prämiertfortschrittliche und zukunftsweisendeLösungen und Entwürfe mit Stahlkon-struktionen im Hoch- und Brückenbau,die seit 2009 an Hochschulen erarbeitetwurden. Bewerben können sich Studie-rende der Architektur und des Bauinge-nieurwesens an deutschen Universitä-ten, Hoch- und Fachhochschulen sowiedeutsche Staatsangehörige, die an einerausländischen Einrichtung studieren. Eswerden 1., 2., und 3. Preise sowie Lobevergeben. Der Wettbewerb erfolgt ano-nym über Tarnzahlen. Die Teilnahmeab-sicht ist bis 12. März 2012 anzumelden,Einreichungstermin für die Unterlagenist der 2. April 2012.

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.bauforumstahl.de/stahl-architektur-wettbewerbe

Bild 2. Ansicht von der Schorgastaue

Bild 3. Brückenquerschnitte



Zuschriften / Termine

Ort: Technische Universität DarmstadtCampus LichtwieseGebäude L 5 | 06 – Raum 11Petersenstraße 1264287 Darmstadt

Auskünfte und Anmeldung:www.massivbau.to/massivbau/veranstaltungen_fgm

36. Darmstädter Massivbauseminar 2012„Eurocodes 2012 kompakt – Chancen nutzen“

Ort und Termin:Darmstadt, 7. und 8. März 2012

Themen:– Einführung: Bauaufsichtliche Rand -

bedingungen der Eurocodes und derNationalen AnhängeDipl.-Ing. G. Breitschaft, PräsidentDIBt – Deutsches Institut für Bau-technik

– EC 0 – Grundlagen + EC 1 – EinwirkungenProf. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TUDarmstadt, Institut für Massivbau

– EC 2 – Stahlbeton und Spannbeton-tragwerkeDr.-Ing. F. Fingerloos, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein e.V.Prof. Dr.-Ing. J. Hegger, RWTH Aachen,Lehrstuhl und Institut für Massivbau

– EC 3 – StahlbauProf. Dr.-Ing. R. Stroetmann, TU Dres-den, Institut für Stahl- und Holzbau

– EC 4 – VerbundbauProf. Dr.-Ing. G. Hanswille, BergischeUniversität Wuppertal, LehrstuhlStahlbau und Verbundkonstruktionen

– EC 5 – HolzbauProf. Dr.-Ing. S. Winter, TU München,Lehrstuhl für Holzbau und Baukon-struktion

– EC 6 – MauerwerksbauProf. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TUDarmstadt, Institut für Massivbau

– EC 7 – GeotechnikProf. Dr.-Ing R. Katzenbach, TUDarmstadt, Institut für GeotechnikDr.-Ing. B. Schuppener, BAW Karls-ruhe, Leiter Abt. Geotechnik

– EC 8 – Erdbebenauslegung von Bau-werkenDr.-Ing. C. Butenweg, RWTH Aachen,Lehrstuhl für Baustatik und Baudyna-mik

Auskünfte und Anmeldung:www.massivbau.tu-darmstadt.de/massiv-bau/veranstaltungen_fgm/darmstaedter-massivbauseminar_fgm/index.de.jsp

Forum Building Science 2012

Ort und Termin:Krems, 7. März 2012

Zu: Unterweger, H., Taras, A.: Hohl -profile mit beidseits zentrisch einge-schlitzten Knotenblechen – Drucktrag-verhalten und Bemessungsvorschlag.Stahlbau 80 (2011), H. 11, S. 839–851.

Wir begrüßen, dass das Stabilitätsverhal-ten von geschlitzten Hohlprofilen miteingesteckten Knotenblechen im Rah-men dieses Aufsatzes weitergehend un-tersucht worden ist, da diese Art derVerbindung häufig zum Einsatz kommt.Allerdings wird in Abschnitt 3.1 desAufsatzes ausgeführt, dass wir zur Be-stimmung der Knicklänge des Knoten-blechs in [1] den Ansatz Lcr = 2 L (L =Länge des Knotenblechbereichs) emp-fehlen würden. Dies entspricht nicht unseren Ausführungen in [1] – eine der-artige Empfehlung haben wir nicht gege-ben! Der von Unterweger/Taras in die-sem Zusammenhang gemachten An -merkung, dass man mit diesem Ansatzaufgrund der Annahme eines starrenHohlprofils zu geringe Knicklängen er-hält, stimmen wir nicht nur zu, sondernhaben dies in [1] bereits ausgeführt undbeispielhaft gezeigt, s. a. Bild 13 in [1].Leider zitieren Unterweger/Taras hiermissverständlich, so dass der Inhalt un-serer Veröffentlichung in diesem Zusam-menhang verfälscht wiedergegebenwird.

[1] Kraus, M., Niebuhr, H. J.: Hangar für dreiGroßraumflugzeuge. Stahlbau 79 (2010),H. 1, S. 1–10.

Matthias KrausHans Joachim Niebuhr

Stellungnahme

Wir möchten uns in aller Form bei denbeiden Autoren entschuldigen. Es erfolgtezwar in [1] im Bild 12 für den vorliegen-den Fall B der Hinweis sK = 2 �, gleich-wertig zu Lcr = 2 L, jedoch wurde textlichdarauf hingewiesen, dass die Biegestei-figkeit des Stabquerschnitts erforderli-chenfalls zu berücksichtigen sei. UnsereBehauptung, dass die beiden Autoren –Herr Kraus und Herr Niebuhr – in die-sem Fall vereinfachend die KnicklängeLcr = 2 L empfehlen, ist daher nicht kor-rekt. Wir bedauern diese unzutreffendeAussage.

[1] Kraus, M., Niebuhr, H. J.: Hangar für dreiGroßraumflugzeuge. Stahlbau 79 (2010),H. 1, S. 1–10.

Harald UnterwegerAndreas Taras

Zuschriften Termine

Praktiken und Potentiale von Bautechnikgeschichte

Ort: Berlin, Deutsches Technikmuseum Trebbiner Str. 9

Veranstalter: VDI-Arbeitskreise Technikgeschichteund Bautechnik, Lehrstuhl für Bautech-nikgeschichte und Tragwerkserhaltungder BTU Cottbus

Themen und Termine (Auswahl):– Temporäre Tragwerke und das Bauen

für die Ewigkeit – Brückenbaustellenund Lehrgerüste im 16.–19. Jahrhun-dert, 12. Januar 2012

– Renaissance der Windenergie von1980 bis heute, 26. Januar 2012

– Strukturfindungsprozesse der Spät -renaissance – Planung und Bau derFleischbrücke Nürnberg (1596–98),9. Februar 2012

– Die ‚ups and downs‘ einer Innova-tion: Biographie der Windenergie inDeutschland seit Mitte der 1970erJahre, 23. Februar 2012

– Pragmatische Kopfgeburten – Empirieund Erfindung im gotischen Baube-trieb, 8. März 2012

– The triumphant bore – der erste Lon-doner Themsetunnel, 19. April 2012

– Konstruktive Optimierung zwischenWissen und Können – Die Großbau-stelle Eremitage Sankt Petersburg um1840, 24. Mai 2012

– 125 Jahre Strom aus Wind, 7. Juni 2012

Beginn jeweils um 17.30 UhrTeilnahme kostenfrei

Auskünfte:Arbeitskreis Technikgeschichte im VDI-Bezirksverein Berlin-Brandenburg e.V.Dr.-Ing. Karl-Eugen [email protected]

Seminarreihe Weiterbildung für Trag-werkplaner

Termine und Themen:– Seminar 1, 15. 2. 2012: Bauphysik:

Wärme, Schall– Seminar 2, 29. 2. 2012: Spezielle

Bemessungsprobleme– Seminar 3, 28. 3. 2012: Bemessung

von Brücken nach Eurocode– Seminar 4, 12. 9. 2012: Zerstörungs-

freie Prüfung für die Tragwerks -planung

– Seminar 5, 26. 9. 2012: Stahlbau imBestand

– Seminar 6, 10. 10. 2012: Sandwich-platten und Doppelwände


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Termine


Fax: 0611/[email protected]/seminare.htm

6. GIGAWIND-Symposium

Ort und Termin:Hannover, 22. März 2012

Themen:Das 6. GIGAWIND-Symposium dientdazu, die Arbeitsergebnisse des Projek-tes GIGAWIND alpha ventus abschlie -ßend darzustellen und mit Experten ausWissenschaft und Praxis zu diskutieren.Die Veranstaltung umfasst Beiträge zuden Schwerpunkten Einwirkungen,Konstruktion und Modellbildung.

Auskünfte und Anmeldung:www.gigawind.de/veranstaltungen.html

Dresdner Stahlbaufachtagung 2012

Ort und Termin:Dresden, 29. März 2012

Themen:– Tragwerksbemessung im Hochbau

nach DIN EN 1993– Tragfähigkeit von doppeltsymmetri-

schen I-Querschnitten auf Basis derDIN EN 1993-1-1

– Bemessung und Konstruktion vonZuggliedern nach DIN EN 1993-1-11

– Schweißnahtverbindungen unter ruhender und nichtruhender Bean-spruchung

– Verbundanschlüsse nach Eurocode– Träger und Deckensysteme im Stahl-

verbundbau– Bemessung und Ausführung von

Dach- und Wandsystemen– Feuerverzinken tragender Stahlbau-

teile nach der DASt-Richtlinie 022– Der neue Flughafen Berlin-Branden-

burg-International

Auskünfte und Anmeldung:www.bauakademie-sachsen.de

31. Stahlbauseminar

Ort und Termin:Rheine, 23. Mai 2012

Themen:– Einführung in den Eurocode 3, Teil 1:

Querschnitts- und Stabilitätsnach-weise, Teil 2: Verbindungen und Konstruktionen

– Anmerkungen zur linearen und nicht-linearen Torsionstheorie im Stahlbau,Interpretation von Software-Ergebnis-sen, Anwendungsgrenzen der Theorie

II. Ordnung, Wölbkraft- und Helix-Torsion

– Optimierung und Formfindung beiStahlkonstruktionen

– Stabknicken unter Berücksichtigungvon Knotenblechen

– Kesselgerüststützen in Verbundbau-weise

– Außergewöhnliche Schrägseilbrückenin Verbundbauweise

Auskünfte und Anmeldung:Fachhochschule MünsterFachbereich BauingenieurwesenCorrenstraße 25, 48149 MünsterTel.: 0251/[email protected]/stahlbauseminar

CALL FOR PAPERS

10th International Probabilistic Workshop

Ort und Termin:Stuttgart, 15.–16. November 2012

Die Veranstaltung richtet sich an Wis-senschaftler und Ingenieure, die sich mitFragen der Sicherheit, Risiko und Zu-verlässigkeit von Bauwerken auseinan-dersetzen.

Themen: Sicherheit, Risiko, Probabilistik, Zu -verlässigkeit im BauingenieurwesenTagungssprache: Englisch

Veranstalter: Universität Stuttgart, Institut für Geo-technik & Universität für BodenkulturWien, Department für Bautechnik undNaturgefahren

Auskünfte und Anmeldung:Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian MoormannInstiut für GeotechnikUniversität Stuttgart,Pfaffenwaldring 3570569 [email protected]

PD Dr.-Ing. Dirk ProskeUniversität für Bodenkultur Wien(BOKU)Institut für Alpine NaturgefahrenPeter Jordanstraße 821190 Wien, Ö[email protected]

www.uni-stuttgart.de/igs/igs_verschiedenes/Veranstaltungen/Probabilistic_Workshop

Themen:Nachhaltige Immobilien entwickeln,planen, steuern und nutzen

Auskünfte und Anmeldung:www.donau-uni.ac.at/dbu/forumbuildingscience

Deutscher Brückenbaupreis 2012 und22. Dresdner Brückenbausymposium

Ort und Termin:Dresden, 12. und 13. März 2012

Themen:Planung, Bauausführung, Instandset-zung und Ertüchtigung von Brücken

Auskünfte und Anmeldung:www.tu-dresden.de/biw/dbbs

4. Stuttgarter Seiltage

Ort und Termin:Stuttgart, 12. und 13. März 2012

Das Thema der Vortragsveranstaltunglautet „Neuigkeiten bzw. neue Entwick-lungen im Bereich der Seiltechnologie“und richtet sich gleichermaßen an Wis-senschaftler, Konstrukteure sowie An-wender.

Auskünfte und Anmeldung:www.uni-stuttgart.de/ift/seiltage2012

Eurocodes im Straßenbrückenbau –Theorie und Anwendung

Ort und Termin:Friedberg/Hessen, 21. März 2012

Themen:– Grundlagen und Einführung der Euro-

Codes aus Sicht der Straßenbauver-waltungen

– EC 1 – Einwirkungen, TheoretischeGrundlagen und Anwendungsbeispiele

– EC 2 – Massive Brücken, Theoreti-sche Grundlagen und Anwendungs-beispiele

– EC 4 mit EC 3 – Stahlverbund-brücken, Theoretische Grundlagenund Anwendungsbeispiele

– EC 7 – Brückengründungen, Theoreti-sche Grundlagen und Anwendungs-beispiele

Auskünfte und Anmeldung:Frau Kell-Recktenwaldim Hess. Landesamt für Straßen- undVerkehrswesen, Wilhelmstraße 10, 65185 Wiesbaden, Tel.: 0611/366-3370


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bautechnische Prüfung mit Sitz im süddeutschen Raum suchen wir

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7. und 8. Februar 2012 Leitung: Regierungsdirektor a.D. H. Kempf 940,00 EUR Nr. 32531.00.010

Sachkundiger Planer für Schützen, Instandsetzen u. Verstärken von Stahlbeton

5. bis 8. März 2012 Leitung: Dipl.-Ing. Architekt M. Schröder 1.470,00 EUR Nr. 32590.00.008

Projektmanagement im Bauwesen

7. und 8. März 2012 Leitung: Dipl.-Ing. J. Schieler 970,00 EUR Nr. 32621.00.014

Korrosionsschutz nach DIN EN ISO 12944

22. und 23. März 2012 Leitung: Prof. Dr.-Ing. R. P. Gieler 980,00 EUR Nr. 33748.00.004

Gestaltung am Bau – der gezielte Einsatz von Farbe, Form und Licht

10. und 11. Mai 2012 Leitung: Dipl.-Berufspädagogin U. Mengel 920,00 EUR Nr. 33808.00.003

Ihr Ansprechpartner:Dr.�Ing. Rüdiger KeuperTelefon +49 711 34008-35; Telefax +49 711 34008-65 [email protected]

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Für unser Kieler Büro suchen wir eine/n engagierte/n

Dipl.-Ingenieur/Bachelor (m/w) Technischer Umweltschutz, Physikalische Technik o.ä.Wir bieten einen zukunftsorientierten Arbeitsplatz mit vielseitigen Aufgaben in einem angenehmen Arbeitsumfeldals unbefristete Vollzeitstelle. Über Teilzeitarbeit besteht Gesprächsbereitschaft bei zeitlicher Flexibilität.

Das Arbeitsfeld umfasst die Erstellung technischer Gutachten in den Bereichen des Schall-Immissionsschutzesund der Bau- und Raumakustik. Unterstützt durch die Anwendung spezieller Programme zur Schallausbreitung imFreien und in Räumen und den Einsatz ausgewählter Messtechnik.

Ihr Profil. Die Aufgabe verlangt physikalische Kenntnisse der Akustik und immissionsschutzrechtliche Grundla-gen. Für Architektengespräche bringen Sie räumliches Vorstellungsvermögen mit.Sie verfassen verständliche Berichte. Idealerweise haben Sie bereits während des Studiums oder in der berufli-chen Praxis vertiefte Kenntnisse und Erfahrungen in der technischen Akustik gesammelt. Sie bringen Kommunika-tionsstärke, Teamfähigkeit und Verantwortungsbewusstsein mit, sowie Spaß an strukturiertem Arbeiten. Sie verfü-gen über einen Pkw-Führerschein (Klasse 3 bzw. B).Es erwartet Sie ein nettes Team in einer schönen Stadt an der Ostsee. Wir freuen uns auf Sie.Bei Interesse senden Sie bitte Ihre Bewerbungsunterlagen sowie eine Angabe zu Ihren Gehaltsvorstellungen an:ALK Akustik-Labor Kiel GmbH, z.Hd. Frau Grief-Rasch, Wilhelmstr. 2, 23558 Lübeck, per Email: [email protected], Tel.: Fr. Grief-Rasch 0170 / 800 31 72, weitere Infos: www.alk-akustik-labor.de

• ImmissionsschutzMessstelle nach §§ 26; 28 BImSchG

• BauakustikZertifizierte SchallschutzprüfstelleVerband der Materialprüfungsanstalten e.V: (VMPA)

• Raumakustikgehörte Qualität in zahlreichen Projekten

Akustik-Labor KielGmbH

Walkerdamm 1724103 Kiel

Tel 0431 / 9710859Fax 0431 / 9710873

e-mail [email protected]

Dipl.-Ingenieur/Bachelor (m/w) Technischer Umweltschutz, Physikalische Technik o.ä. einen zukunftsorientierten Arbeitsplatz mit vielseitigen Aufgaben in einem angenehmen Arbeitsumfeld


Seminare und Symposien der ��

8.2.2012 �� Altdorf b. Nürnberg

8.-9.2.2012 �� !��"��#��$ Bochum

14.2.2012 �� %��&��'��( Wuppertal15.2.2012 �� %��&��'��(( Wuppertal

16.2.2012 � �� (�� %�� Altdorf b. Nürnberg27.-28.2.2012 &��)* ��'�� Wuppertal

29.02.2012 +��,-�� .-/0 ��'#1�� 2��-��&�� 3 �� Altdorf b. Nürnberg

5.-6.3.2012 4��&�� -�%'� �)1�� Wuppertal

8.3.2012 5 ��&�� 6�� ,�� Altdorf b. Nürnberg

13.-14.3.2012 �� (�� %�� Altdorf b. Nürnberg

22.-23.3.2012 ��-�%'� ��0 �� 7�� Berlin

18.-19.4.2012 &��'��8% �� * �� 9 �&��%��!�� '�� Bochum

22.-23.5.2012 &��'�� &��)�� %�� Bochum

12.-13.6.2012 &�� Bochum

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Symposium

Symposium

Symposium

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Mehr über unsere Veranstaltungen finden Sie unter: !!!��!� �Sie können sich aber auch direkt an uns wenden. Wir freuen uns auf Ihren Anruf oder Ihre E-Mail.

Ihr Ansprechpartner für Seminare: ,��)(��<�� =��0 91 87 931 - 210 � [email protected]

Ihr Ansprechpartner für Symposien: ,�� &�� 0 202 74 95 - 319 � [email protected]

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Haben Sie noch Fragen? Dann freuen wir uns auf Ihren Anruf oder Ihre E-Mail.

Ihr Ansprechpartner für TAW-Symposien ist:

�� 0 202 74 95 - 319 � [email protected]

!��"��Dipl.-Ing. Manfred EilersBundesanstalt für Straßenwesen (BASt)Bergisch Gladbach

#��$��18. - 19. April 2012

%��TAW − Tagungszentrum BochumInnovationspark Springorum

TAW Symposien + + + TAW Symposien + + + TAW Symposien + + + TAW Symposien + + + TAW Symposien

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Mehr Information über diese Veranstaltung finden Sie auf unserer Hompage

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Info

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„Wie die Zeit vergeht.“

Bestellen online unter www.ernst-und-sohn.de

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Die Zeitschrift „Stahlbau“ veröffentlicht Beiträge über Stahlbau-, Ver-bundbau- und Leichtmetallkonstruktionen im gesamten Bauwesen. DieBeiträge beschäftigen sich mit der Planung und Ausführung von Bauten,Berechnungs- und Bemessungsverfahren, der Verbindungstechnik, demVersuchswesen sowie Forschungsvorhaben und -ergebnissen.

Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst &Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Ar-beiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In-noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht fürdie zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfas-ser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nichtohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nach-drucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stellebereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätzekönnen mit Quellenangabe für den Abschnitt Be richte angenommenwerden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oderVerlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise fürAutoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder imInternet unter www.ernst-und-sohn.de abgerufen werden.

Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlichgeschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremdeSprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schrift -liche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Foto -kopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in einevon Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, ver-wendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wieder-gabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung, im Magnetton -verfahren oder auf ähnlichem Wege bleiben vorbehalten. Waren -bezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in derZeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne derMarkenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wennsie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind.

Manuskripte sind an die Redaktion zu senden. Ankündigungen vonVeranstaltungen sollten 12 Wochen vor dem Tagungstermin einge-reicht werden. Redaktionsschluss ist jeweils 10 Wochen vor dem Er -scheinungstermin.

Auf Wunsch können von einzelnen Beiträgen Sonderdrucke herge-stellt werden. Die Mindestauflage beträgt 100 Exemplare. Anfragensind an den Verlag zu richten.

Aktuelle BezugspreiseDie Zeitschrift „Stahlbau“ erscheint mit 12 Ausgaben pro Jahr. Neben„Stahlbau print“ steht „Stahlbau online“ im PDF-Format über denOnline-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zur Verfügung.

Bezugs- print print + Testabo Einzel- Kombiabo printpreise online (3 Hefte) heft Stahlbau/

Bautechnik

Inland 434 € 500 € 72 € 41 € 781 €Studenten 129 € – 24 € – –

Schweiz 714 sFr 821 sFr 115 sFr 68,43 sFr 1285 sFrStudenten 214 sFr – 138 sFr – –

Studentenpreise gegen Vorlage der Studienbescheinigung. Preise exkl.MwSt. und inkl. Versand. Irrtum und Änderungen vorbehalten.

Persönliche Abonnements dürfen nicht an Bibliotheken verkauft oderals Bibliotheks-Exemplare benutzt werden.

Das Abonnement gilt zunächst für ein Jahr. Es kann jederzeit miteiner Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugsjahres schriftlichgekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung verlängert sich dasAbonnement um ein weiteres Jahr.

Im Testabonnement werden drei Hefte zum Preis für zwei geliefert.Ohne schriftliche Mitteilung innerhalb 10 Tage nach Erhalt des drit-ten Heftes wird das Abonnement um ein Jahr verlängert. Nach Ver-längerung kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ab-lauf des Bezugsjahres schriftlich gekündigt werden. Ohne schriftlicheMitteilung verlängert sich das Abonnement um ein weiteres Jahr.

Die Preise sind gültig vom 1. September 2010 bis 31. August 2011.

Bankverbindung:Dresdner Bank Weinheim, Kto 7 511 188 00, BLZ 670 800 50SWIFT: DRESDEFF670

Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post dieLieferung nach und informiert den Verlag über die neue Anschrift. Wir weisen auf das dagegen bestehende Widerspruchsrecht hin.Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochenhat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt.

Pe ri od i cal post age paid at Ja maica NY 11431. Air freight and mail ingin the USA by Pub li ca tions Ex pe dit ing Ser vices Inc., 200 Mea chamAve., El mont NY 11003. USA POSTMASTER: Send ad dress changesto Stahl bau c/o Wiley-VCH, 111 River Street, Hoboken, NJ 07030.

Impressum

geprüfte Auflage

Verantwortlich für den redaktionellen Teil:Chefredakteur: Dr.-Ing. Karl-Eugen KurrerRotherstraße 21, D-10245 BerlinTel.: 0 30/4 70 31-2 48, Fax: 0 30/4 70 31-2 70E-Mail: [email protected]

Für Manuskripte:Dr.-Ing. Geraldine BuchenauBergstraße 140, D-73733 EsslingenTel.: 049 (0)7 11/5 05 58 95, Fax: 049 (0)7 11/5 05 58 21E-Mail: [email protected]

Redaktionsbeirat:Prof. Dr.-Ing. Wolfgang GraßeGMG – Ingenieurgesellschaft mbHGeorge-Bähr-Straße 10, D-01069 DresdenTel.: 03 51/87 65 70

Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Martin MensingerTechnische Universität MünchenArcisstraße 21, D-80333 MünchenTel.: 0 89/28 92 25 21, Fax: 0 89/28 92 25 22E-Mail: [email protected]

Prof. Dr.-Ing. Richard StroetmannTechnische Universität DresdenLehrstuhl für Stahlbau, D-01062 DresdenTel.: 03 51/46 33 48 41, Fax: 03 51/46 33 49 80

Prof. Dr.-Ing. Ulrike KuhlmannUniversität StuttgartPfaffenwaldring 7, D-70569 StuttgartTel.: 07 11/68 56 62 45, Fax: 07 11/68 56 62 36

Prof. Dipl.-Ing. Jean-Baptiste Schleichrue M. Weistroffer 3, L-1898 Kockelscheuer, LuxemburgTel.: 0 03 52/6 21 54 32 55, Fax: 0 03 52/26 36 11 66

Prof. Dr.-Ing. Dr. h.c. Gerhard SedlacekRWTH AachenMies-van-der-Rohe-Straße 1, D-52074 AachenTel.: 02 41/8 02 51 77, Fax: 02 41/8 02 21 40

Prof. dr hab. inz. Zbigniew Cywinskiul. Szalupowa 6DPL-80-299 Gdansk, PolenE-Mail: [email protected]

Prof. Dr.-Ing. Thomas UmmenhoferKarlsruher Institut für TechnologieOtto-Ammann-Platz 1, D-76131 KarlsruheTel.: 07 21/60 84 22 15, Fax: 07 21/60 84 40 78

Verantwortlich für Produkte & Objekte:Dr. Burkhard TalebitariRotherstraße 21, D-10245 BerlinTel.: 0 30/4 70 31-2 73, Fax: 0 30/4 70 31-2 29E-Mail: [email protected]

Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn:Fred DoischerTel.: 0 30/4 70 31-2 34

Anzeigenleiter:Norbert SchippelRotherstraße 21, D-10245 BerlinTel.: 0 30/4 70 31-2 52, Fax: 0 30/4 70 31-2 30E-Mail: [email protected]

Kunden-/Leserservice:Wiley-VCH Kundenservice für Ernst & SohnBoschstraße 12, D-69469 WeinheimTel.: 0800 1800 536 (innerhalb Deutschlands)Tel.: +44 (0)1865476721 (außerhalb Deutschlands)Fax: +49 (0)6201 606184E-Mail: [email protected]: http://olabout.wiley.com/WileyCDA/Section/id-397205.html

Gesamtherstellung:NEUNPLUS1 GmbH – BerlinSatz: LVD IBlackArt, Berlin

Gedruckt auf säurefreiem Papier.

© 2012 Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin

Beilagenhinweis:REM GmbH, 84056 RottenburgHaus der Technik e.V., 45127 Essen

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Vorschau

Themen Heft 2/2012

Bertus Bos, Hans-Joachim Casper,Frank van Kessel, Tamàs Simon, Remco WiltinkVergabe, Tragwerksplanung und Montage der Brücke über die IJssel

Kay Degenhardt-Herberger, Klaus-Dieter ReinkeErsatzneubau der Autobahnbrückeüber den Havelkanal bei Brieselang

Günter Seidl, Martin Mensinger, Eckart KochPilotbrücke Simmerbach – VFT-RailBauweise mit externer Bewehrung

Mike Schlaich, Arndt Goldack, Mathias NierDie mehrfeldrige SpannbandbrückeSlinky Springs to Fame in Oberhausen

Peter Sprinke, Walter EndersEntwurf zum Rückbau der Rhein-brücke Wesel

Josef Fink, Stefan KussZur Entwicklung und zum Einsatz desLiquid-V-Dampers zur Tilgung vonvertikalen Brückenschwingungen(Teil 2) – Praktische Anwendung undVersuche

n3 Ja, wir möchten Stahlbau regelmäßig lesen.

n 3 Ausgaben und dann entscheiden.Bitte liefern Sie ab nächster Ausgabe drei Ausgaben Stahlbau zum Test für einmalig € 72 / sFr 115. Sollten Sie innerhalb von10 Tagen nach Erhalt des dritten Heftes nichts von uns hören, bitten wir um Fortsetzung der Belieferung für ein weiteresJahr / zwölf Ausgaben. Nach Fortsetzung der Belieferung kann diese jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablaufdes Bezugszeitraumes gestoppt werden. Bitte senden Sie eine Rechnung. Sonderpreis drei Ausgaben für Studenten ein -malig € 24 / sFr 38 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

n 12 Ausgaben /JahrBitte liefern Sie ab nächster Ausgabe Stahlbau zunächst für ein Jahr, zwölf Ausgaben, für € 434,– / sFr 714,–. Die Belie ferung kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugszeitraumes schriftlich gestoppt werden.Sollten wir keinen Lieferstopp senden, bitten wir um Fortführung der Belieferung für ein weiteres Jahr. Bitte senden Sie eineRechnung. Sonderpreis für Studenten € 129 / sFr 214 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

n Bitte senden Sie eine kostenlose Leseprobe/ 1 Heft der Fachzeitschrift

n Bauphysik n Beton- und Stahlbetonbau n DIBt Mitteilungen n Geomechanics and Tunnellingn Mauerwerk n Bautechnik n Steel Construction n Unternehmerbrief Bauwirtschaftn geotechnik n Structural Concrete

Rechnungs- und Lieferanschrift:

n Privat n Geschäftlich KD-NR n Ich bin Student/in. Studienbescheinigung anbei.

Firma USt-ID-Nr./VAT-No.

Titel, Vorname, Name Straße/Postfach

Funktion/Postion/Abt. Land/PLZ/Ort

E-Mail Telefon

Vertrauensgarantie: Dieser Auftrag kann innerhalb zwei Wochen beim Verlag Ernst & Sohn, Wiley-VCH, Boschstr. 12, D-69469 Weinheim, schriftlich widerrufen werden. (rechtzeitige Absendung genügt)

Datum Unterschrift Preise exkl. MwSt. und inkl. Versand. Preise gültig vom 01. 09. 2011 bis 31. 08. 2012.7

Fax +49 (0)30 47031 240

Die Autobahn A 10 wird im westlichen Teil des Berliner Rings in der Nähe derOrtschaft Brieselang über den Havelkanal geführt. Ein Konstruktionsfehler in derLagerung erforderte den Ersatz des bestehenden Bauwerkes. Für den Ersatzneu-bau wurde insbesondere unter Berücksichtigung wirtschaftlicher und gestalteri-scher Aspekte eine Ausführung in Form einer Netzwerkbogenbrücke mit Radial-netz als beste Lösung für den Brückenschlag gefunden. Das Bild zeigt den Ein-schwimmvorgang des Überbaus.

(Änderungen vorbehalten)

Martin Trautz, Friedmar VoormannDer Bau eiserner Brücken im Süd -westen Deutschlands 1844–1889Teil 2: Gitterträgerbrücken und Takt-schiebeverfahren

Zongyu GaoZhengzhou Yellow River Road-cum-Railway Bridge, China

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…und aktuell an anderer Stelle

(Änderungen vorbehalten)

Heft 2/2012Kunstbauten-Ingenieurkunst

Aktive Schwingungskontrolle einer Spannbandbrücke mitpneumatischen Aktuatoren

Technische Möglichkeiten der Probebelastung vonMassivbrücken

Berichte

Keynotes on bridges in Spain since the mid-1980’s

Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung undBau der Fleischbrücke Nürnberg (1596–98)

Essay: Konstruktionskritik im Brückenbau

Historisches Wahrzeichen der Ingenieurbaukunst inDeutschland

Neue Verankerung für Fahrbahnübergangskonstruktionen

BautechnikZeitschrift für den gesamten Ingenieurbau

– Tragverhalten der Füllbohlen kombinierter Stahlspundwände – Entwurf und Ausführung von kombinierten Pfahl-Plattengründungen– Das Erdbeben vom 22. 2. 2011 in Christchurch, Neuseeland– Technischer Jahresbericht 2011 des AK „Ufereinfassungen"– Neubewertung der Erdbeben in Kandel/Südpfalz von 1880 und 1903– Zu Baugrubenberechnungen bei schwierigen geotechnischen

Randbedingungen– Ponts habités – Teil europäischer Brückenbaukultur– Prüfung von Beschichtungssystemen in Kühlturminnenschalen

88. JahrgangDezember 2011ISSN 0932-8351A 1556

BauphysikWärme | Feuchte | Schall | Brand | Licht | Energie

– Bewertung der Effizienz von Kraft-Wärme-Kopplung– Energieverbräuche und Investitionskosten energetischer

Gebäudestandards– Vorschlag zur standardisierten Darstellung von Wärmebildern– Prognosefähigkeit von deterministischen Brandsimulatonsmodellen– Mechanische Kennwerte thermisch modifizierter Buche– Feuchteverhalten und Porosität von thermisch modifiziertem Holz– Schallschutz im Wohnungsbau – Gütekriterien, Möglichkeiten,

Konstruktionen


Heft 1/2012Wirkstoffauswaschung aus hydrophoben Fassadenbeschich -tungen: verkapselte vs. unverkapselte Biozidsysteme

Energieeffizienz und Wirtschaftlichkeit oberflächennaherGeothermie für das Heizen und Kühlen von Nichtwohn-gebäuden

Mechanische und physikalische Eigenschaften von mit demVakuumpress-Trocknungsverfahren thermisch behandeltemHolz

Der generalisierte COND-Algorithmus zur hydrothermischenBewertung von Konstruktionen

Beton- undStahlbetonbau

8106. JahrgangAugust 2011ISSN 0005-9900A 1740

- Deckenplatten mit integrierten Leitungsführungen

- Querkrafttragfähigkeit von Spannbeton-Fertigdecken

- Elementdecken mit verstärkten Gitterträgern

- Mehrschichtige Stahlbetonwandtafeln

- Verbundanker in hoch- und ultrahochfestem Beton

- Nachweis von Stahl-Stahlbetonverbindungen

- Knotenverbindungen für Fertigteile

- Otto Graf an der TH Stuttgart

Heft 2/2012Rissbildung infolge Bewehrungskorrosion Mechanismen und Prognosemodelle

Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten inStahlbetonbauteilen infolge des HydratationsprozessesTeil 2: Neues Konzept auf Grundlage der Verformungs -kompatibilität

Großversuche an Spannbetonbrückenträgern zur Beurteilungdes Schubtragverhaltens

Ermittlung der vorhandenen Spannkraft in 50 Jahre altenBrückenträgern und Vergleich der Verluste nach EC 2

Bericht

Zur Geschichte der Stahlbetonflachdecke

4Volume 4August 2011ISSN 1865-7362

- Mechanised tunnelling Maschineller Vortrieb

- Conventional tunnelling Konventioneller Vortrieb

- Comparison of the processes Verfahrensvergleich

- Selection criteria Auswahlkriterien

- Risk analyses Risikoanalysen

Selection of tunnelling method

Geomechanics andTunnellingGeomechanik

und Tunnelbau

Heft 1/2012Modern pre-injection in underground construction with rapid setting microcements and colloidal silica – applicationin conventional and TBM-tunneling

Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zurGebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art

Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein

Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAG-Radialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei

Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBBmit kontinuierlichem Vortrieb

Das AT – Hüllrohrsystem

Palomino HRT – investigation drillings in two different geological formations

MauerwerkZeitschrift für Technik und Architektur


– Horizontalabdichtung von Bruchsteinmauerwerk mittels Injektionsverfahren– Sanierung historischer Fassaden– Sanierung von Natursteinmauerwerk und Natursteinkonstruktionen– Erdbebensicherheit von Mauerwerksbauten in Österreich– Wiederherstellung der historischen Fassade am Thurn und Taxis Palais– Nachhaltigkeit bei der Sanierung– CIB Commission W023 – Wall Structures: meeting and workshop on EC 6

Heft 1/2012Auslaufverhalten von Putzen und Mörtel

Von der Bauproduktenrichtlinie zur Bauproduktenverordnung:Auswirkungen der Umstellung auf den Mauerwerksbau

Druckfestigkeit von Ziegelmauerwerk – aktuelleAuswertungen zur Festlegung von charakteristischen Wertender Mauerwerkdruckfestigkeit in DIN EN 1996

Zukünftige Struktur der Normung im Mauerwerksbau

Lehm – Bisherige Ergebnisse der Bauteilversuche

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