Stahlbau 01/2012 free sample copy by Ernst & Sohn

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81. Jahrgang Januar 2012 ISSN 0038-9145 A 6449

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

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Inhalt

Der Neubau der Gablenzbrücke ist eines der wichtigsten und interessantesten Verkehrsbauwerke der Landeshauptstadt Kiel. Als Verbindungsglied zwischen dem Westund Ostufer führt sie den gesamten Straßen- und späteren Straßenbahnverkehr über die Gleisanlagen des Kieler Hauptbahnhofes und setzt mit ihrem filigranen Bogentragwerk 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)

Stahlbau 1

81. Jahrgang Januar 2012, Heft 1 ISSN 0038-9145 (print) ISSN 1437-1049 (online) Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

Peer-reviewed journal Stahlbau ist ab Jahrgang 2007 beim Web of Knowledge (ISI) von Thomson Reuters akkreditiert Impact-Faktor 2010: 0,234

Fachthemen 1

Frank Wellershoff, Martien Teich, Gordon Nehring, Norbert Gebbeken Konstruktion und Berechnung von explosionshemmenden Seilnetzfassaden

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

Herbert Moldenhauer Die Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen

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

Ulf Nürnberger Sind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbädern gerechtfertigt?

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

Markus Dietz, Markus Bott Zeche Nordstern: Aufstockung Schacht II

Rückblick: Festkolloquium 90 Jahre Versuchsanstalt

50 Jahre Böger+Jäckle

Rubriken 40 69 74 77 77

Aus Wiley InterScience wird Wiley Online Library

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattform für das Stahlbau Online-Abonnement

Matthias Wieschollek, Markus Feldmann, József Szalai, Gerhard Sedlacek Biege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3 anhand von Berechnungen nach Theorie 2. Ordnung

Aktuell (s. a. S. 48, 73 u. 75) Firmen und Verbände Persönliches Zuschriften Termine Stellenmarkt

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Die Humboldt-Box – futuristisches Gebilde in Silbermetallic-Hülle Sie ist Zuschauermagnet und optischer Provokateur zugleich. Die Humboldt-Box regt das öffentliche Interesse in größtem Maße an und bietet aktuellen architektonischen Gesprächsstoff in der Hauptstadt. Errichtet wurde das 28 m hohe Gebilde inmitten der Berliner Museumsinsel, um über die Inhalte des zukünftigen HumboldtForums – einem Ausstellungsraum für Kultur, Kunst und Wissenschaft – und die Gestaltung des Schlossplatzes zu informieren. Auf fünf Ebenen mit insgesamt 3.000 m2 bekommt der Besucher einen Vorgeschmack auf das Forum. Nach dessen Fertigstellung hinter der Fassade des wiedererrichteten Berliner Stadtschlosses, voraussichtlich im Jahr 2019, soll die Humboldt-Box wieder abgebaut werden.

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

Jede Platte ein Unikat Für das außergewöhnliche Outfit sorgte die S+T Fassaden GmbH in Zusammenarbeit mit ThyssenKrupp Plastics. Das Tessiner Unternehmen bekam den Zuschlag für die Fertigstellung der vorgehängten, hinterlüfteten Fassade, ThyssenKrupp Plastics lieferte das Material: 2.600 m2 Alucobond vom Hersteller 3A Composites. Der gewünschte Farbton fiel auf die Farbe Sunrise Silbermetallic. Zwischen Auftragsvergabe und Baubeginn lagen knapp sechs Monate. Die Herausforderung begann bereits bei der Planung. Aufgrund des Entwurfs des Berliner Architektenbüros KSV Krü-

ger Schuberth Vandreike mit unzähligen Schrägen, Ecken, Kanten und Biegungen in der Fassade, war die Durchführung und Realisierung nur mittels 3D-Planung möglich. Das stellte besondere Anforderungen an die Anarbeitung. Das Gebäude besteht aus 1.693 Einzelplatten, jede Tafel ist ein Unikat. Die Formen reichen von Parallelogrammen über Trapeze bis hin zu dreieckigen und kegelförmigen Ausschnitten. Keine Alucobond-Platte gleicht der anderen, das Material wurde komplett 3D-gemessen und 3D-gezeichnet.

Ungewöhnliche Struktur als Herausforderung Mit Baubeginn im Dezember 2010 befestigte S+T zunächst eine Stahlkonstruktion an der Außenwand des Gebäudes. Sie diente als Basis für die Anbringung der über 1.500 Alucobond-Platten. Da die Flächen, wie gewollt, nicht strukturiert sind und sie kein gleichmäßiges Raster zeigen, galt Sorgfalt und Präzision seitens S+T Fassaden. Die ungewöhnliche Struktur des Gebäudes stellte bei der Realisierung vor Ort am Berliner Schlossplatz eine weitere Herausforderung dar. Zudem musste die Fassade innerhalb der vorgegebenen Zeitschiene realisiert werden. Die Fertigstellung erfolgte punktgenau zum Tag der Eröffnung am 30. Juni 2011. Für ThyssenKrupp Plastics als Materiallieferant und S+T Fassaden als Verarbeiter ist die Humboldt-Box ein besonderes Prestigeobjekt mit großem öffentlichen Interesse. Jährlich werden 300.000 Besucher erwartet.

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

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

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Neubau Erweiterungsgebäude der Handelskammer Hamburg Die stahl + verbundbau gmbh liefert für den Neubau des Erweiterungsgebäudes für die Handelskammer Hamburg die Stahlverbundträger, Stützen, Diagonalen und Verbundbleche. Das siebengeschossige Erweiterungsgebäude mit sehr schwieriger Gründungssituation befindet sich gegenüber der Handelskammer am Adolphsplatz. Der Neubau hat eine Höhe von 25 m und eine Gesamtfläche von 2.265 m2. Die Stahl-/Verbundbauarbeiten

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für die Geschossdecken, die Stützen und die Abfangkonstruktion in den Fassadenachsen sollen bis 03/2012 abgeschlossen sein. Weitere Informationen: Im Steingrund 8, 63303 Dreieich, Tel. (0 61 03) 98 62-0, Fax (0 61 03) 98 62-44, dreieich@stahlverbundbau.de, www.stahl + verbundbau GmbH

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Symbolträchtiger Bau für Bozen und für den Stahlbau Der neue Hauptsitz von „Salewa“ stellt sich für all jene als Symbol dar, die sich Bolzano (Bozen) auf der Autobahn von Süden her nähern. Dynamik, technologische Forschung und Kontinuität sind Merkmale des Alpinsport-Unternehmens – Merkmale, die auch der neue Hauptsitz zum Ausdruck bringt. Größte Besonderheit des Projektes ist die Kletterhalle für bis zu 250 Kletterer gleichzeitig, mit ihrer Kletterfläche von 2.000 m2, bei einer Höhe von 24 m und einer Wand von 19,5 m. Inneres und Wände der Struktur mit Platten aus reinem Zink entwarf Ingenieur Ralph Preindl. Der Komplex ist mit einer PV-Anlage auf dem Dach der Lagerhalle ausgestattet. Sie verfügt über eine Leistung von 450 kW und kann 520.000 kWh Strom pro Jahr erzeugen, was 335 t eingesparten CO2Emissionen entspricht.

den Herausforderungen gehörte für Stahlbau Pichler u. a. die funktionierende Statik sämtlicher Auskragungen der Aluminiumverkleidungen. Diese wurden mit Unterkonstruktionen aus Stahl befestigt, die an den aus verschiedenen Materialien (Stahlbeton, Fertigteile aus vorgespanntem Beton, Lamellenholz) errichteten Gebäudeteilen verankert wurden, ohne dass sichtbare Dehnungsfugen an der Fassade vorgesehen werden konnten. Außerdem musste die Bündigkeit der verschiedenen Flanken der Aluminiumverkleidung mit den Glasfassaden garantiert werden. Dafür wurden Trockenverbindungen angewendet, ohne die Möglichkeit, Verbindungsund Ausgleichsbleche vorzusehen. Hinzu kamen von Standardgrößen abweichende Maße der Glasplatten, sowie die strengen, einem „Klimahaus“ entsprechenden, Vorschriften des Leistungsverzeichnisses.

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3D-Planung

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

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Das Gelände von 17.208 m2 gewährleistete ausreichend Lagerfläche und die Koordination der Geräte auf der Baustelle, darunter 7 Krane, was für die komplexen Produktionsphasen vorteilhaft war. Zu den aus der Gebäudeform resultieren-

Zur Lösung der komplexen Aufgaben kam eine 3D-Software zum Einsatz, da sämtliche Materialien nur nach den Bauplänen erstellt werden konnten, verunmöglichte doch der enge Zeitplan eine Vermessung der Tragkonstruktionen auf der Baustelle. Hier konnte Stahlbau Pichler seine Erfahrung und seinen Ideen-

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Von den Strukturen bis zu den Fassadensystemen: Stahlbau Pichler

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Bild 2. Zu den Herausforderungen des Projekts gehörte für Stahlbau Pichler u. a. die funktionierende Statik sämtlicher Auskragungen der Aluminiumverkleidungen. (Fotos: Oskar Dariz)

reichtum beweisen, indem das Unternehmen innerhalb kürzester Zeit angemessene Lösungen präsentierte. Von Planung und Entwicklung der Struktur bis zur Verkleidung der Fassade hat der Kunden einen einzigen Ansprechpartner, der Produktion, Anlieferung, sowie Montage der Teile koordiniert.

drei grau-blauen, mit der Umgebung korrespondierenden Farbtönen. Die Aluminiumplatten wurden aus Basismodulen von 590 × 1190 mm Größe und 30/10 Dicke gewonnen. Anschließend erfolgten die verschiedenen Bearbeitungen der Biegung und Lochung, wobei die Löcher in horizontalen Abständen von 100 mm und vertikalen von 150 mm angebracht wurden, so wie die Färbung. Um Wärmebrücken auf ein Minimum zu reduzieren und die Bauarbeiten zu vereinfachen, verwandelte man den „U“-Querschnitt des Verbindungssystems durch Verwendung von Kunststoffelementen, die mit thermischem Trennverfahren hergestellt wurden, in einen „L“-Querschnitt. Da es sich um ein Gebäude mit großen Sichtweiten sowohl von innen nach außen, als auch von außen nach innen handelt, war die 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, info@stahlbaupichler.com, www.stahlbaupichler.com

Unger Steel Group auf der BIG 5 in Dubai

Unterschiedlichste Formen bei den Glaswänden Sämtliche Elemente für die Glaswände wurden am Ende der Produktions- und Montagephasen wegen der vielen unterschiedlichen Formen markiert, typisiert und einzeln zur Montage vorbereitet. Die Befestigung der verglasten Fassadensysteme mit einer unabhängigen Unterkonstruktion basierte auf der Notwendigkeit, Maßtoleranzen zum Ausgleich der Biegebewegungen der Kragplatten zu garantieren. Die Verankerung der Pfosten an den Decken der Stahlbetonstruktur besteht aus verzinktem Stahl. Die Glaswände der Türme garantieren eine optimale natürliche und gestreute Lichteinstrahlung ohne Abschirmung, und um eine facettierte und einheitliche Wirkung zu erreichen, verbergen die transparenten, vertikalen Schließelemente das Struktursystem.

Vom 21. bis 24. November 2011 präsentierte die Unger Steel Group ihre Leistungen und jahrelange Erfahrung in den Bereichen Stahlbau, Generalunternehmung und Real Estate auf der BIG 5 in Dubai. Die BIG 5 in Dubai gilt als eine der wichtigsten und größten Baumessen in den Vereinigten Arabischen Emiraten und ist eine perfekte Bühne für die internationale Bauindustrie und deren Branchen. Für Unger als international operierende Unternehmensgruppe stellt diese Messe einen weiteren und wesentlichen Schritt in Richtung Expansion und Marktpräsenz dar. Mit der Unger Steel Middle East FZE, der zweiten Produktionsstätte in Sharjah, ist die Unger Gruppe ein attraktiver Partner im arabischen Raum und über die Grenzen hinaus.

Fassaden mit changierender Farbe Die Außenverkleidung besteht aus Aluminiumplatten mit verschiedenen Arten von elektrochromatischen Löchern, die zur Vermeidung von Oxidationsprozessen per Zinninterferenz am Ende des Produktionszyklus ausgeführt wurden. Die Farbe der Verkleidung changiert je nach Sonneneinfall und besteht aus

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Weitere Informationen: Unger Stahlbau GmbH, Steinamangererstraße 163, 7400 Oberwart, Österreich, Tel. +43 3352 33524-0, Fax +43 3352 33524-15, office.at@ungersteel.com, www.ungersteel.com

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Nachhaltigkeit bestimmt die Zukunft des Bauens www.ingpages.de

Besonders der Gebäudebereich kann und muss im Hinblick auf den Klimawandel einen erheblichen Beitrag leisten. Laut Statistik der Europäischen Union sind die 160 Millionen Gebäude in der Staatengemeinschaft noch immer für rund 40 % des gesamten europäischen Endenergieverbrauchs verantwortlich. Sie erzeugen 36 % Prozent der Kohlendioxid-Emissionen (CO2). Das Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS) beziffert den Anteil der für die Errichtung und den Umbau von Gebäuden verbrauchten Rohstoffe auf ca. 50 % des gesamten Landesbedarfs. Rund 60 % der in der Bundesrepublik anfallenden Abfallmaterialien kommen aus dem Gebäudebereich. Bei der Nachhaltigkeit von Baumaßnahmen und der Etablierung einer Kreislaufwirtschaft steht die Bauwirtschaft an der Schwelle zu neuen Planungs- und Umsetzungssystemen. „Green Building“ wird immer stärker nachgefragt und ist längst ein wichtiger Aspekt für Investitionsstrategien. Gebäude, die nachweisbar energieeffizient und ressourcenschonend gebaut, betrieben, und rückgebaut werden können, gewährleisten hohen Werterhalt und lassen sich besser vermieten und verkaufen. In Anhang I der im Frühjahr 2011 eingeführten europäischen Bauproduktenverordnung (EUBauPV) wurde die Nachhaltigkeit als siebte Grundanforderung an Bauwerke aufgenommen. Sie beinhaltet Kriterien zur Dauerhaftigkeit und Recyclebarkeit von Bauwerken und Baustoffen sowie zum ressourcenschonenden Einsatz von Rohstoffen und Sekundärbaustoffen. Ab 1. Juli 2013 müssen die Hersteller von Bauprodukten in der EU im Rahmen ihrer Leistungserklärungen entsprechende Angaben machen. Noch erfolgt die Nachhaltigkeitszertifizierung von auf freiwilliger Basis. Dass aber aus dem Kann ein Muss wird, gilt als wahrscheinlich.

Nachhaltigkeitszertifizierungen sind gefragt Da keines der internationalen Zertifizierungssysteme den hohen Bewertungsansprüchen des deutschen Bauministeriums genügt hatte, war ein eigenes „Bewertungssystem Nachhaltiges Bauen“ (BNB) entwickelt worden. Alle neuen Büro- und Verwaltungsgebäude des Bundes werden schon jetzt auf der Basis des Leitfadens „Nachhaltiges Bauen“ nach dem BNB-System zertifiziert. Das Zertifizierungssystem der Deutschen Gesellschaft für Nachhaltiges Bauen (DGNB) wurde auf einer Grundlage mit dem BNB-System entwickelt, enthält aber noch weiter gehende Bewertungskriterien. Das „Deutsche Gütesiegel Nachhaltiges Bauen“ der DGNB wird – wie das BNB-Zertifikat – in Gold, Silber und Bronze verliehen. Zu den sechs Themenfeldern des Bewertungssystems zählen vor allem die ökologische, die ökonomische, die soziale und die technische Qualität. Ein Vorteil des DGNB Zertifikats besteht in der Möglichkeit der Vorzertifizierung von Projekten.

Umweltproduktdeklarationen liefern Basisdaten Um die Nachhaltigkeit von Gebäuden zertifizieren zu können, müssen die Hersteller von Baustoffen Informationen zu ihren Produkten bereitstellen. Dabei spielen Umweltproduktdeklarationen (EPDs) eine entscheidende Rolle. Die europäische Bauproduktenverordnung fordert diesbezüglich: „Zur Bewertung der nachhaltigen Nutzung der Ressourcen und zur Beurteilung der Auswirkungen von Bauwerken auf die Umwelt sollten die Umwelterklärungen (Environmental Product Declarations – EPD), soweit verfügbar, heran gezogen werden.“ Normative Grundlage der Umweltproduktdeklarationen (Öko-Label Typ III) sind die ISO 14025 oder die prEN 15804. Sie geben die Berechnungs- und Bewertungsverfahren vor, mit denen die Auswirkungen von Bauprodukten auf Luft, Boden und Wasser während

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Bild 1. Das H2 Office in Duisburg wurde von der Deutschen Gesellschaft fĂźr Nachhaltiges Bauen mit dem Gold-Zertifikat in der Kategorie Neubau BĂźro- und VerwaltungsgebĂ¤ude ausgezeichnet. (Foto: Duisburg Orco Germany)

Bild 2. Das Projekt Waterhouses â&#x20AC;&#x201C; Wohnen am Inselpark in Hamburg erhielt das DGNB Vorzertifikat â&#x20AC;&#x17E;Neubau WohngebĂ¤udeâ&#x20AC;&#x153; in Gold. Durch das Vorzertifikat lassen sich GebĂ¤ude schon in der Planungsphase optimieren und besser vermarkten. (Foto: HOCHTIEF Solutions AG, Design: moka-Studio)

pĂ¤ischen LĂ¤ndern und einige nationale Green Building Councils eine AbsichtserklĂ¤rung zur GrĂźndung einer europĂ¤ischen EPDPlattform unterzeichnet. Beim Institut Bauen und Umwelt e.V. ist man sich daher sicher, dass EPDs schon bald fĂźr jeden Bauprodukthersteller notwendig werden, um am Markt bestehen zu kĂśnnen. Weitere Informationen: Messe DĂźsseldorf GmbH, Messeplatz, Stockumer KirchstraĂ&#x;e 61, 40474 DĂźsseldorf, Tel. (0211) 45 60-01, Fax (0211) 45 60-668, info@messe-duesseldorf.de, www.messe-duesseldorf.de/

Beispiele zur Bemessung von Stahltragwerken nach DIN EN 1993 â&#x20AC;&#x201C; Eurocode 3 Abb. vorlĂ¤uďŹ g

Q FĂźr das VerstĂ¤ndnis und die Einarbeitung in den Eurocode 3 legt >>bauforumstahl e.V. erstmals eine Beispielsammlung vor. Der Band enthĂ¤lt das komplett durchgerechnete Beispiel einer einschiffigen Hallenkonstruktion mit Kranbahn in den Varianten Zweigelenkrahmen und Fachwerkdachbinder auf eingespannten StĂźtzen, wobei die relevanten Teile von Eurocode 1 und Eurocode 3 in Bezug genommen werden. Die Berechnung und Bemessung aller Tragwerksteile, auch fĂźr den Brandfall, wird anschaulich Schritt fĂźr Schritt durchgefĂźhrt und erlĂ¤utert. Das Buch dient als unentbehrliches Hilfsmittel bei der Erstellung prĂźffĂ¤higer statischer Berechnungen und wird fĂźr Praktiker und Studenten gleichermaĂ&#x;en empfohlen. 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 â&#x20AC;&#x201C; Eurocode 3 2011. 35 S., "CC 5BC (C DB ĂŠ *4#/

Ernst & Sohn Verlag fĂźr Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

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

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ihres gesamten Lebenszyklusâ&#x20AC;&#x2122; (Ă&#x2013;kobilanz) analysiert werden. Verpflichtend bei der Erstellung einer EPD sind nur die Angaben zum Lebenszyklus der Herstellung. Die Ăźbrigen Lebenszyklusphasen (Nutzung, RĂźckbau und Recycling) kĂśnnen, mĂźssen aber nicht betrachtet werden. Sowohl das BNB- als auch das DGNB-Zertifizierungssystem fordern allerdings die Betrachtung aller Phasen. Erstellt werden die EPDs von Ăśffentlich anerkannten Stellen. In Deutschland sind dies zurzeit das Institut Bauen und Umwelt e.V. (IBU), ein Zusammenschluss von Bauproduktherstellern, und das ift Rosenheim. Umwelt-Produktdeklarationen kĂśnnen fĂźr einen einzelnen Hersteller, mehrere zusammengeschlossene Hersteller oder einen gesamten Verband erstellt werden. Durch den Aufbau von EPD-Datenbanken werden GebĂ¤udeplaner und Zertifizierungsstellen kĂźnftig Zugriff auf die Umweltdeklarationen von Bauprodukten erhalten. Das System wird so sukzessive klare Strukturen erhalten und einfach anwendbar sein. Erst im September 2011 haben EPD-Ersteller aus zehn euro-

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Dünnblechschrauben aus rostfreiem Edelstahl für Solaranlagenmontage www.ingpages.de

Firma Reisser-Schraubentechnik GmbH, mit eigenem Werk in Ingelfingen-Criesbach, hat für die Montage von Solaranlagen auf Dächern in Metallleichtbauweise mit Dünnblechschrauben aus rostfreiem Edelstahl ein Spezialprodukt entwickelt, das baurechtlichen Anforderungen genauso gerecht wird, wie Kriterien der Standsicherheit und Lebenserwartung sowie denen des Schutzes der Dachfläche. Die Produktbezeichnung lautet: Dünnblechschraube, Edelstahl A2/Bimetall RP-T2-4,5 × 25. Das Bauteil, das auch im 6-mmDurchmesser angeboten wird, besteht aus sieben Funktionskomponenten und ist auf Grundlage der dazugehörigen Zulassungsbescheide zu verwenden.

Komponente 1: Bohrspitze Die Bohrspitze weist keine Schneide auf sondern eine Spitze. Sie besteht aus hochfestem Kohlenstoffstahl, der Materialien aus Stahl bis zu einer Dicke von 1 mm verdrängt. Eine besondere Beschichtung verhindert ihr Verglühen. Bei Bauteilen aus Aluminium können 1,2 mm durchdrungen werden. Diese Werte gelten sowohl für das zu befestigende Bauteil als auch für das, an dem befestigt wird. Da die Bohrspitze nach dem Setzen der Schraubverbindung keine weitere Funktion mehr aufweist, steht einer Ausführung dieser Komponente aus Kohlenstoffstahl nichts entgegen. Entstehung von Spänen und die daraus entstehende Gefahr für den Korrosionsschutz der Dachfläche werden so nahezu vollständig vermieden. Das entstehende Loch weist durch den elastischen Anteil der Verformung hohe Spannungen im Umfang auf, die über die Lebensdauer der Verbindung wirksam bleiben. Die Schraube wird in der Öffnung eingeklemmt und das Herausdrehen erschwert. Wird eine Schraube gelöst, ist es unmöglich, sie von Hand wieder einzudrehen, was die Herstellung unsicherer Verbindungen erschwert. Der trichterförmige Lochrand, der beim Durchdringen entsteht, wirkt durch seine räumliche Gestalt einem Herausziehen wirksam entgegen. Dementsprechend weisen die Befestigungspunkte hohe statische Kennwerte auf, so dass weniger Befestigungspunkte erforderlich werden.

Komponente 2: Gewindeformung Das Muttergewinde wird durch die Schraube selbst geformt – wiederum durch Verdrängung: Das Gewinde wird eingefurcht, und das Muttergewinde dadurch verfestigt. Derartige, seit Jahrzehnten bekannte Verbindungen sind auch bei vergleichsweise dünnen Blechen zuverlässig wirksam.

Komponente 3: Schweißverbindung Bis auf die Bohrspitze besteht die Schraube aus Edelstahl A2. Die Verbindung der Bohrspitze an das Gewinde wird durch ein patentiertes Schweißverfahren hergestellt.

Komponente 4: Gewinde Das Gewinde weist zwei Gewindegänge auf, die dadurch steil ausfallen und es entsteht ein hoher Vortrieb, der die Drehungen des Werkzeuges und so die Dauer des Setzvorganges maßgeblich reduziert. Eine die Reibung drastisch vermindernde Spezialbeschichtung des Gewindes ermöglicht, dass die Schraube mit einem Akku-Schrauber gesetzt werden kann.

ERSTKLASSIGE

AUTOMATION 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.

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

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Die Prägung „RA“ zeigt an, dass ein Produkt der Firma Reisser-Schraubentechnik GmbH verwendet und dass die Befestigung mit rostfreiem Edelstahl hergestellt wurde.

Bauaufsichtliche Zulassung

Für den Vortrieb kann ein handelsüblicher Steckschlüssel (Nuss) der Weite 8 mm oder ein verbesserter Innenantrieb verwendet werden, der durch seine besondere Form eine präzise Führung gestattet. Bei der Montage ist darauf zu achten, dass die empfohlenen Anzugsmomente erreicht und eingehalten werden. Hierzu hält der Hersteller passende Montageanweisungen vor.

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

Bild 1. Bohrspäne, die beim Erbohren der Durchgangslöcher entstanden sind, führten zu Beschädigungen des Korrosionsschutzsystems in der Nähe des Schraubenkopfs und in der Fläche.

in der Form eines vergleichsweise steilen Kegelstumpfs ausgebildet. Auf diesem Weg wird das Material der Unterlegscheibe nach innen gedrückt, von einer weiterer Feder die Spannung auf den Dichtring aufrecht erhalten und das Durchschlagen (der Übergang von konvex zu konkav) der Unterlegscheibe verhindert.

EDITOR: ERNST & SOHN

Steel Construction Design and Research Volume 5, 2012. 4 issues per year. Editor-in-chief: Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Journal for ECCS members – European Convention for Constructional Steelwork Annual subscription print ISSN 1867-0520 for companies € 154,–* for libraries € 520,–*

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Annual subscribtion print + online ISSN 1867-0539 for companies € 178,–* for libraries € 598,–* Q Steel Construction unites in one journal the holistic approach to steel construction. In the interests of “construction without depletion”, it skilfully combines steel with other forms of construction employing concrete, glass, cables and membranes to form integrated steelwork systems. The scientiﬁc and technical papers in Steel Construction are primary publications. This journal is aimed at all structural engineers, whether active in research or practice.

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*Prices valid until August 31, 2012. Prices are net-prices excl. of VAT but incl. postage. Prices are subject to alterations. 0163110016_dp

Komponente 7: Schraubenkopf

Die Verwendung des Verbindungsmittels für einschnittige Bild 2. REISSER Dünnblechschraube Verbindungen aus Stahlblech RP-T2, Edelstahl A2 rostfrei wurde Anfang des Jahres Die Schraube ist in der Lage, Bauteile durch eine Ergänzung des Zuaus Stahl bis zu einem Millimeter Blechlassungsbescheides Z-14.1-4 dicke zu durchdringen. In dem Bauteil, an dem befestigt wird, bildet sich ein räumum die Anlagen 3.304 bis lich wirksames Gewinde aus, das unter 3-307 geregelt. Demnach Spannung steht und sehr so zusätzlich kann, wo nicht erforderlich, gegen Herausziehen wirksam wird. die Dichtscheibe weggelassen (Fotos: Reisser-Schraubentechnik) werden. Die zulässigen charakteristischen Werte für Querkräfte betragen bis zu 6,24 kN (Gewichtskraft von 624 kg) je Schraube. Einschnittige Verbindungen aus Aluminium sollen den Anlageblättern 3.1.30 und 3.1.31 zum Zulassungsbescheid Z-14.1-537, August 2011, entsprechen. Es sind charakteristische Querkräfte vom bis zu 3,05 kN möglich.

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aktuell

Edelstahl Rostfrei in der Fassadengestaltung www.ingpages.de

In Europa entfallen 40 % des Energieverbrauchs auf die gebäudebezogene Energienutzung. Länder- und EU-Richtlinien verschärfen deshalb kontinuierlich die Anforderungen an die Energieeffizienz von Gebäuden. Gemäß der novellierten EURichtlinie über die Gesamtenergieeffizienz von Gebäuden sollen Passiv- und Nullenergiehäuser ab 2020 EU-weit zum Standard werden. Obwohl dies zunächst nur für Neubauten gilt, ist geplant, auch den Energieausweis für Bestandsbauten rechtsverbindlich zu machen. Für Fachleute und Auftraggeber in Deutschland bedeutet dies die Notwendigkeit, die neue Energieeinsparverordnung (EnEV 2012) anzuwenden, um der novellierten EU-Richtlinie gerecht zu werden. Die geforderte Nachhaltigkeit stellt die Energiebilanz der eingesetzten Baustoffe auf den Prüfstand. Edelstahl Rostfrei mit Qualitätssiegel leistet hier einen wertvollen Beitrag: Die materialimmanenten Eigenschaften prägen seine positive Ökobilanz. So benötigt er zu seiner Erzeugung weniger Energie als vergleichbare Werkstoffe. Die lange Lebensdauer, Pflegeleichtigkeit und der geringe Wartungsbedarf gewährleisten niedrige Unterhaltskosten. Beim Abriss nach vielen Jahrzehnten ist er schnell und sauber demontiert und vollständig ohne Qualitätseinbuße wieder verwertbar. Die Summe dieser Vorteile gleicht innerhalb kürzester Zeit die höheren Investitionskosten aus. Auch die Energieeffizienz spricht für Edelstahl Rostfrei als Fassadenwerkstoff. Ob als Sandwichelement, als Well-, Trapez- oder Kassettenprofil, als Lochblech, Metallgewebe oder Streckmetall, als Unterkonstruktion, Profil für Fenster oder Türen, als Punkthalter für Ganzglaskonstruktionen, als Verbindungs- oder Befestigungselement oder auch als Beschlag – in einer Vielzahl von Anwendungen stellt der universell einsetzbare Werkstoff seine Leistungsfähigkeit an der Fassade regelmäßig unter Beweis. Voraussetzung ist hierbei die jeweils richtige Legierung, materialgerechte Konstruktion und Verarbeitung. Das Qualitätssiegel Edelstahl Rostfrei dient dabei als zuverlässige Orientierungshilfe.

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Bewährter Wärmeschutz Als Fassadenwerkstoff verbindet nichtrostender Stahl moderne Architektur mit einem zukunftsweisenden Klimakonzept. Jede Gebäudehülle ist vielfältigsten Beanspruchungen ausgesetzt, die hohe Anforderungen an die hier eingesetzten Werkstoffe und deren Energieeffizienz stellen. Vorgehängte, hinterlüftete Fassaden gelten durch den zweischaligen Aufbau als bauphysikalisch hoch effiziente und vielfach bewährte Lösung für wirksamen Wärmeschutz. Mauerwerk und Wetterhülle sind konstruktiv durch Unterkonstruktion und Wärmedämmung getrennt. Die außen liegende Bekleidung aus Edelstahl Rostfrei schützt die tragenden Außenwände, Unterkonstruktion und Dämmung vor Feuchtigkeit sowie das Gebäude selbst vor Hitze und Kälte. Beim Einsatz von Edelstahlgewebe entfällt durch die erhöhte Luftzirkulation sogar die Dämmschicht.

Vorbildlicher Sonnenschutz Wärmeeffiziente Fassadengestaltung mit Edelstahl ist heute vielfach bewährter Bestandteil der technischen Gebäudeausrüstung. Neben seiner Einsatzbandbreite als effektiver Wärme- oder Kälteschutz trägt der Werkstoff aber auch als leistungsfähiger Sonnenund Blendschutz dazu bei, im Sommer wie im Winter den Energieverbrauch und damit die CO2-Emissionen der Gebäude zu senken. Zeitgemäße Sonnenschutzsysteme verbinden Kühlung und Beleuchtung mit Blendschutz, ungestörtem Blick ins Freie sowie gezielter Heizungsunterstützung. Gerade bei modernen Bürogebäuden mit hohem Glasanteil gilt es im Sommer, die vermehrt eintretende Solarenergie und damit den Kühlbedarf zu

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Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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aktuell Aufgabe von Fenstern Rechnung. Damit erfüllt er wesentliche soziokulturelle und funktionale Qualitätskriterien, die von den Zertifizierungssystemen DGNB, LEED und BREEAM mit den meisten Punkten bewertet werden.

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

minimieren. Im Winter hingegen senkt eine Nutzung der weniger intensiven Sonneneinstrahlung den Energieverbrauch für Licht und Wärme. Richtig dimensionierter Sonnenschutz aus Edelstahl Rostfrei – sei es als Lamelle, Rollo als oder feststehendes Element – sorgt für angenehmes Raumklima und visuellen Komfort. Dazu reguliert er den Solareintrag nach den jahreszeitlichen Erfordernissen und lenkt das Tageslicht blendfrei an die Decken und in die hinteren Raumbereiche. Gleichzeitig bewahrt er den Sichtkontakt zur Außenwelt und trägt so der originären

Mit Edelstahl Rostfrei sind Planer, Architekten und bauausführende Unternehmen auch bei steigenden Anforderungen an die Energieeffizienz der Fassaden von morgen dauerhaft auf der sicheren Seite. Die dem Werkstoff immanenten Eigenschaften erschließen ihnen gerade vor diesem Hintergrund eine weiterhin wachsende Bedeutung. Seine – auch bei geringer Materialdicke – hohe Widerstands- und Leistungsfähigkeit sowie Formbarkeit ergänzt die variantenreiche Ästhetik. Eine Vielzahl an mechanischen oder chemischen Verfahren der Oberflächenbehandlung erschließt immer neue Gestaltungsideen. Die Kennzeichnung mit dem seit über 50 Jahren etablierten Qualitätssiegel gibt die Gewähr der anwendungsspezifisch richtigen Materialwahl und fachgerechten Verarbeitung zu in jeder Hinsicht nachhaltigen Fassaden und ihrem wertvollen Beitrag zu einem optimalen Klima. Das international geschützte Markenzeichen Edelstahl Rostfrei wird seit 1958 durch den Warenzeichenverband Edelstahl Rostfrei e.V. an Verarbeiter und Fachbetriebe vergeben. Die derzeit über 1.000 Mitgliedsunternehmen verpflichten sich zum produktund anwendungsspezifisch korrekten Werkstoffeinsatz und zur fachgerechten Verarbeitung. Missbrauch des Markenzeichens wird 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, info@wzv-rostfrei.de, www.wzv-rostfrei.de

Stahltragwerke im Industriebau

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Q Mit dem vorliegenden Buch wird ein bedeutender Bereich des Stahlbaus – der Industriebau – behandelt. In acht Kapiteln werden alle wichtigen Aspekte dieses Teilgebietes dargestellt. Nach einer Einleitung zur Entwicklung der Stahlbauweise werden die Tragwerkselemente – ﬂächenartige 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 eingegangen. Im Kapitel „Kranbahnen“ werden die Berechnung und Konstruktion beschrieben und erläutert. Für die mehrgeschossigen Tragstrukturen spannt sich der Bogen von Industriegebäuden über Kesselgerüste hin zu Hochofengerüsten und Hochregallagern. Die Tragwerke für Rohrleitungs- und Bandbrücken werden H A R T M U T PA S T E R N A K gesondert betrachtet. Ein Kapitel ist den IndustrieschornHANS-ULLRICH HOCH steinen, Masten und Windenergieanlagen gewidmet und DIETER FÜG in einem weiteren gesonderten Kapitel werden Behälter Stahltragwerke im und Silos behandelt. Für alle Teilgebiete werden die BemesIndustriebau sungsgrundlagen kurz dargelegt, während der konstruktiven Ausbildung ausführliche Darstellungen gewidmet sind. Bei2010. 304 Seiten, spiele aus der Praxis runden das Werk ab. 393 Abb., 79 Tab., Gebunden. Das Buch wendet sich an Tragwerksplaner, denen es € 89,–* als Nachschlagewerk für die tägliche Arbeit dienen soll, ISBN 978-3-433-01849-1 an Prüﬁngenieure und Mitarbeiter in Behörden, die sich schnell in neue Aufgabengebiete einarbeiten wollen, sowie an Studenten der höheren Semester des Bauingenieurwesens.

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A12 Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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Wandlungsfähige Optik

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Ă&#x201E;sthetisch reizvolle Dach- und Fassadengestaltung Sich in der Mitte Deutschlands niederzulassen, begrĂźndet die Reifen Krieg GmbH mit der Lage und der hervorragenden Verkehrsanbindung von Neuhof-Dorfborn. Das Gewerbegebiet des Ortes wird 2013 sogar durch eine eigene Autobahnabfahrt an das bundesweite Autobahnnetz (BAB 66) angeschlossen. Nachdem im Herbst 2010 der erste Bauabschnitt seines BĂźround Lagerhallen-Standortes bezugsfertig wurde, konnte im Juli 2011 der zweite Bauabschnitt fertiggestellt werden. Der GebĂ¤udekomplex besteht aus einem zweigeschossigen BĂźrogebĂ¤ude und

Bild 1. Colorcoat Prisma kombiniert in idealer Weise die KorrosionsbestĂ¤ndigkeit, Funktion und Ă&#x201E;sthetik einer GebĂ¤udehĂźlle mit hervorragender FarbbestĂ¤ndigkeit.

zwei Lagerhallen sowie einem Ăźberdachten AuĂ&#x;enlager. Bei den Lagerhallen entschied man sich fĂźr Metallleichtbauweise. Die Tragkonstruktionen hierfĂźr bilden Stahlbeton-FertigteilstĂźtzen mit Brettschichtholzbindern. Die Fassaden erhielten eine Bekleidung aus FischerTherm LL 60 plus-Sandwichelementen, befestigt auf einer Unterkonstruktion aus Stahl-C-Riegeln, in einer Farbkombination aus Anthrazit (RAL 7016) und Feuerrot (RAL 3000).

Polyamidpartikeln hergestellt und Ăźbertrifft durch seine hervorragende Ausstattung die Anforderungen der UV-BestĂ¤ndigkeitsklasse RUV4 sowie der KorrosionsbestĂ¤ndigkeitsklasse RC5 (nach DIN EN 10169-2). DarĂźber Bild 2. Farbkombination aus den beiden hinaus besitzt dieser Lack exColorcoat Prisma Volltonfarben Feuerrot zellente Umformungseigenund Anthrazit schaften. (Fotos: Tata Steel Colors Deutschland) Colorcoat Prisma liefert optimale Voraussetzungen fĂźr effektvolle, glĂ¤nzende und glatte OberflĂ¤chen. Ă&#x153;ber 27 Volltonund Metallicfarben inspirieren zu Ă¤sthetisch reizvollen Dachund Fassadengestaltungen. Bei den Industriefassaden von Reifen Krieg entschied man sich fĂźr eine Farbkombination aus den beiden Colorcoat Prisma Volltonfarben Feuerrot und Anthrazit. Der Dachaufbau (Warmdachaufbau) entspricht dem eines Industriedaches. Die Tragschale ist aus Fischer Trapezprofilen 135/310 hergestellt. Darauf liegen eine Dampfsperre und eine 140 mm starke MineralfaserdĂ¤mmung. Den Abschluss bildet eine hochwertige PVC-Dachabdichtungsbahn. Auf dem Dach befinden sich jeweils 34 bzw. 39 RWA-integrierte Lichtkuppeln. Weitere Informationen: Tata Steel Colors (Deutschland), Am Trippelsberg 48, 40589 DĂźsseldorf, Colorcoat Connection: Tel. (0211) 69 82 21 19, Fax (0211) 69 82 21 60, Colorcoat.connectionEU@tatasteel.com, www.colorcoat-online.com

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Metallfassaden mit hervorragenden DĂ¤mmeigenschaften Die hochwertigen Bauelemente aus dem Hause Fischer zeichnen sich durch hervorragende DĂ¤mmeigenschaften aus. Das Besondere an diesen vorkonfektionierten Leichtbauteilen ist ihre Fugenausbildung mit einem integrierten weichen Fugendichtband und mit dem zusĂ¤tzlichen EPDM-Dichtprofil. Damit gewĂ¤hrleistet der Hersteller fĂźr seine raumbildenden Bauelemente auf Dauer hĂśchste Luftdichtheit und guten WĂ¤rmeschutz. Auf diese Weise leistet er auĂ&#x;erdem einen enormen Beitrag zur Nachhaltigkeit und attestiert seinen Marktpartnern mit der laut eigener Aussage derzeit dichtesten Sandwichfuge Deutschlands (DUO Dichtung) eine Senkung des GebĂ¤ude-Energieverbrauchs um bis zu 60 %. Nachhaltigkeit erreicht man u. a. durch leistungsstarke Korrosionsschutzsysteme und hochwertige Beschichtungen. Wer nachhaltig farbige Akzente setzen mĂśchten, dem bietet Tata Steel mit seiner umfangreichen Colorcoat-Produktpalette interessante MĂśglichkeiten an. WĂ¤hrend die Fassaden des ersten Bauabschnittes von Krieg noch mit 25 Îźm Polyester beschichtet wurden, empfahlen die ausfĂźhrenden Tragswerksplaner vom Ing.-BĂźro Feldmann + Greve aus Fulda und der Architekt Dipl.-Ing. Alwin RĂźtzel aus Hosenfeld ihren Investoren, die Fassaden des zweiten Bauabschnitts mit dem hochwertigeren Colorcoat Prisma von Tata Steel beschichten zu lassen. Es kombiniert in idealer Weise die KorrosionsbestĂ¤ndigkeit, Funktion und Ă&#x201E;sthetik einer GebĂ¤udehĂźlle mit hervorragender FarbbestĂ¤ndigkeit. Colorcoat Prisma wird auf der Grundlage eines 50 Îźm Polyurethanlackes mit

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Stahl-Architekturpreis, BMVBS-Sonderpreis und Förderpreis für 2012 ausgelobt

In die Zukunft bauen Internationale Fachmesse für Bauen und Gebäudetechnik 21. – 25. Februar 2012

build etall und m

mit

bauforumstahl und der Deutsche Stahlbau-Verband DSTV loben gemeinsam mit dem Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS) den Preis des Deutschen Stahlbaues 2012 für Stahlarchitektur sowie den Sonderpreis des BMVBS aus. Außerdem wird der Förderpreis des Deutschen Stahlbaues 2012 für Studierende ausgeschrieben (www.bauforumstahl.de/stahl-architektur-wettbewerbe). Der Preis des Deutschen Stahlbaues wird verliehen für eine architektonische Leistung im Hoch- und Brückenbau, einschließlich aller Formen des Bauens im Bestand, bei der die Möglichkeiten des Stahls in besonders guter Weise genutzt werden. Der Sonderpreis des Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung zeichnet zusätzlich ein Bauwerk aus, bei dem nachhaltige Stahlarchitektur unter besonderer Berücksichtigung von Ressourcen- und Energieeffizienz sowie Gebäudeflexibilität realisiert wurde. Prämiert werden seit 2009 fertig gestellte Bauwerke, die ihren Standort in der Bundesrepublik Deutschland haben, bzw. im Ausland, wenn der Urheber deutscher Staatsbürger ist. Die Höhe des Preisgeldes beträgt insgesamt 14.000 €. Bewerben können sich Architekten/Architektengemeinschaften sowie Architekten-/ Ingenieurgemeinschaften. Einreichungstermin ist der 26. März 2012. Jury: 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 Stahlbaues ist einer der ältesten und angesehensten Architekturpreise in Deutschland und wird alle zwei Jahre verliehen. Preisträger 2010 waren das Architekturbüro gmp von Gerkan, Marg und Partner gemeinsam mit den Tragwerksplanern schlaich bergermann und partner sbp für das Cape Town Stadium in Kapstadt. Der Sonderpreis des BMVBS ging 2010 an das Büro Architektur & Landschaft von Stefan Giers und Susanne Gabriel für die „Landmarke Lausitzer Seenland“. Der mit 8.000 € dotierte Förderpreis für Studierende wird gleichfalls im Zweijahresturnus verliehen. Er prämiert fortschrittliche und zukunftsweisende Lösungen und Entwürfe mit Stahlkonstruktionen im Hoch- und Brückenbau, die seit 2009 an Hochschulen erarbeitet wurden. Bewerben können sich Studierende der Architektur und des Bauingenieurwesens an deutschen Universitäten, Hoch- und Fachhochschulen sowie deutsche Staatsangehörige, die an einer ausländischen Einrichtung studieren. Es werden 1., 2., und 3. Preise sowie Lobe vergeben. Der Wettbewerb erfolgt anonym über Tarnzahlen. Die Teilnahmeabsicht ist bis 12. März 2012 anzumelden, Einreichungstermin für die Unterlagen ist der 2. April 2012. Informationen und Unterlagen: www.bauforumstahl.de/stahl-architektur-wettbewerbe

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A14 Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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

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Stahlquerschnitte der Klasse 4: automatische Ermittlung der effektiven Breiten nach EN 1993-1-5

Eine Möglichkeit zur Nachweisführung am Querschnitt ist die Ermittlung von effektiven Breiten nach Eurocode 3 Teil 1-5: Plattenförmige Bauteile. Die Programme der SOFiSTiK AG zur Bemessung von Stahl- und Verbundquerschnitten unterstützen die Anwendung der Eurocodes mit verschiedenen Nationalen Anhängen (z. B. DIN EN 1993, OEN EN 1993). Die Klassifizierung erfolgt für Standardquerschnitte und beliebige Querschnitte, die grafisch und parametrisch eingegeben werden können. Der Anwender kann das Nachweisformat konstruktiv wählen. Es erfolgt standardmäßig die Überprüfung der beanspruchungs- und materialabhängigen Grenzschlankheiten der Klassen 1 bis 3 zusammen mit dem passenden plastischen oder elastischen Tragfähigkeitsnachweis. Hierbei können Querschnitte, die in die Klasse 4 fallen, identifiziert werden. Ist ein erweiterter Nachweis gewünscht, kann die Ermittlung der effektiven Breiten nach EN 1993-1-5 Kap. 4.3 angefordert werden. Die Ermittlung erfolgt beanspruchungsabhängig und kann durch die Abspeicherung der effektiven Steifigkeiten in eine nichtlineare Berechnung integriert werden. Somit stehen dem Anwender zusätzlich zu der allgemeinen geometrisch- und materialnichtlinearen 3D FE-Berechnung von lokal oder global stabilitätsgefährdeten Stahlund Verbundbauteilen noch die erweiterten Nachweismöglichkeiten der modernen Eurocodes zur Verfügung.

Biegespannungsverteilung mit automatisch ermitteltem nicht-effektivem Bereich (Grafik: SOFiSTiK)

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

Neues Baukomponentengeschäft und Produktpalette von Ruukki Ruukki will seine Präsenz auf dem deutschen Markt stärken und erweitert sein Baugeschäft um Komponenten und Gebäudelösungen für den deutschen Markt. Mit etwa 3.800 Mitarbeitern erwirtschaftete Ruukki Construction 2010 ca. 26 % des gesamten Nettoumsatzes des Unternehmens. Der kommerzielle und Industriebau zeichneten vergangenes

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Ein wichtiges Element der Nachweisführung im Stahl- und Verbundbau nach den Eurocodes ist die Klassifizierung von Querschnitten. Nach ungünstigster Schlankheit der Querschnittsteile (c/t Verhältnis) wird die Einstufung durchgeführt. Wird bei Querschnitten der Klassen 1 bis 3 die Möglichkeit zur plastischen Ausnutzung stufenweise verringert, muss lokales Beulen bei Querschnitten der Klasse 4 bereits vor Erreichen der Streckgrenze untersucht werden.

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

Jahr für über 60 % der Umsätze im Construction Bereich verantwortlich. Deshalb liegt das Hauptaugenmerk auf Deutschland. Eine Vielzahl hoch angesehener Ingenieure und Baubetriebe verleihe Deutschland einen außergewöhnlichen Status im internationalen Baugeschäft. Derzeit organisiert man den Aufbau eines umfassenden, nationalen Vertriebsnetzwerks, das sich zunächst auf den Verkauf vorgefertigter Stahlelemente für den Dach- und Fassadenbau konzentriert. In erster Instanz handelt es sich hierbei um Sandwichpaneele und Trapezbleche. Ruukkis Sandwichpaneele sind, so der Hersteller, nicht nur äußerst kosteneffizient sowie schnell und leicht einsetzbar, sie sind auch überaus feuerfest, nahezu vollständig luftdicht und verfügen über einen hohen Isolationsgrad. Abstimmung exakt auf die Kundenwünsche ist für Ruukki selbstverständlich. Kunden profitieren sowohl von der weitreichenden Expertise des Unternehmens in Sachen Design und Installation als auch von Ruukkis nachhaltigen Entwicklungen. Hervorzuheben sind ferner die guten Isolationsfähigkeiten und luftundurchlässigen Verbindungsstellen mit der Folge von verringerten Heizkosten und niedrigerem CO2-Ausstoß. Weitere Informationen: Ruukki Deutschland GmbH, Schifferstraße 92, 47059 Duisburg, Tel. (0203) 31 739-0, Fax (0203) 31 739-180, info.deutschland@ruukki.com, www.ruukki.de/com

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aktuell Zeitschriften und Bücher aus dem Hause Ernst & Sohn

Leitfaden zur Bemessung von Stahl- und Verbundbauten für Anprall- und Explosionslasten

Zu verkaufen:

Durch extreme Ereignisse, können an einem Bauwerk unverhältnismäßig große Schäden entstehen, bis hin zu seinem vollständigen Kollaps. Ganzheitliche Entwurfsstrategien können die Robustheit von Tragwerken verbessern und die Standsicherheit erhöhen.

Zeitschriften und Bücher Anfragen an Email-Adresse: hk.stoeber@t-online.de Der Preis ist Verhandlungssache. „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, 2000 Krüger: Stahlbau, Teil 1: Grundlagen, 1998 Teil 2: Stabilitätslehre, 1998 Heft 102, Lesniak: Methoden der Optimierung von Konstruktionen, 1970 DAfStb Hefte: Rüsch: DAfStb Heft 166: 1967 Berechnungstafeln für schiefwinklige Fahrbahnplatten Rao: DAfStb Heft 177: 1966 Die Grundlagen zur Berechnung der bei statisch unbestimmten Stahlbetonkonstruktionen im plastischen Bereich auftretenden Umlagerungen der Schnittkräfte Grasser,...: DAfStb Heft 220: 1979 Bemessung von Beton- und Stahlbetonbauteilen... Grasser,...: DAfStb Heft 240: 1976 Hilfsmittel zur Berechnung der Schnittgrößen und Formänderungen... Schade/Haas: DAfStb Heft 244: 1975 Elektron. Berechnung der Auswirkung von Kriechen u. Schwinden bei abschnittsweise hergestellten Verbundstabwerken ... DAfStb Heft 300: 1979 Hinweise zu DIN 1045 Ausgabe Dezember 1978 ... DAfStb Heft 320: 1980 Erläuterungen zu DIN 4227 Dieterle/Steinle: DAfStb Heft 326: 1981 Blockfundamente für Stahlbetonfertigstützen Rossner, Graubner: Spannbetonbauwerke: Teil 1: Bemessungsbeispiele nach DIN 4227, 1992 Teil 3: Bemessungsbeispiele nach DIN 1045-1 u. Fb 102, 2005 Zilch, Curbach: Einführung in die DIN 1045-1, 2001 EAB 2006 Weißenbach: Baugruben, Teil II, 1975 Baugruben, Teil III, 1977 Müller/Keintzel: Erdbebensicherung von Hochbauten, 1978 FEM ‘95: Finite Elemente in der Baupraxis, 1995 Szilard: Finite Berechnungsmethoden der Strukturmechanik, Band 1: Stabwerke, 1982 Szilard,.. : BASIC-Programme für Baumechanik und Statik, 1986

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Zur terroristischen Gefahrenabwehr wurden auch in Deutschland neue Anforderungen an die Planung von Bauwerken gestellt (BMI, 2009). Derartige Einwirkungen auf Bauwerke mit Kurzzeit-dynamischen Beanspruchungen aus Explosionen oder dem Anprall beweglicher Objekte sind nicht allgemeingültig in Regelwerken zu finden, ebenso wenig eine entsprechende Auslegung von Baustrukturen. Der hier vorgestellte Leitfaden von bauforumstahl stellt geeignete Methoden zusammen, um Stahl- und Verbundbauwerke gegen kurzzeit-dynamische Einwirkungen auszulegen.

Höchstmaß an Robustheit trotz schlanker Konstruktion Robuste Bauwerke werden meist mit großer Masse assoziiert. Aber gerade schlanke und leichte Stahl- und Stahlverbundkonstruktionen weisen unter außergewöhnlichen Belastungen ein Höchstmaß an Robustheit auf. Dies erklärt sich aus den Eigenschaften des Baustoffes Stahl und dem Verhalten stählerner Tragstrukturen. Hierzu zählen die hohe Duktilität, ein unempfindliches globales Tragverhalten sowie die Energiedissipation. Eine noch höhere Robustheit von Stahlbauten ist erreichbar, wenn schon beim Entwurf der Tragstrukturen außergewöhnliche Belastungen berücksichtigt werden. Es existieren Methoden, um die Werkstoffeigenschaften von Stahl gezielt für die Bemessung anzusetzen und darüber hinaus beim Ausfall bestimmter Bauteile Traglasten auf andere, unversehrte Bauteile umzulagern. Bei geeigneter Ausbildung von Anschlüssen und Verankerungen ist es möglich, eine Resttragfähigkeit der direkt beanspruchten Bauteile zu erhalten, die

für die Standsicherheit des Bauwerks entscheidend ist. Mit einer globalen Bemessungsstrategie ist es möglich, die Eigenschaften des Stahls für Kurzzeit-dynamische Belastungen voll auszunutzen, was zu wesentlich kleineren Querschnitten und damit zu architektonisch ansprechenden und wirtschaftlichen Lösungen führt. Im Leitfaden wird das Bemessungskonzept schrittweise vorgestellt: Zunächst erfolgt eine Zusammenstellung von Entwurfsstrategien und Tragsystemen zur Auslegung robuster Bauwerke. Dann wird eine Methode zur Risikobewertung eingeführt, mittels welcher der Tragwerksplaner ein Risikoprofil erstellen kann.

Belastungen bei relevanten Gefährdungsszenarien Darauf aufbauend lassen sich für relevante Gefährdungsszenarien die Belastungen aus Anprall und Explosion aus Referenzwerten und einfachen Formeln abschätzen. Auf der Widerstandsseite werden Hilfsmittel zur Verfügung gestellt, um die Last-Verformungskurven für verschiedene Bauteile zu bestimmen. Mit beiden Eingangsparametern lassen sich dann die dynamischen Bauteilantworten mit praxisnahen Methoden bestimmen. Mit diesen Ergebnissen können für einzelne Bauteile und die Standsicherheit des gesamten Tragwerkes die Kurzzeit-dynamischen außergewöhnlichen Lasten nachgewiesen werden. Anschließend wird die Berechnung der Bauteilantwort unter Kurzzeit-dynamischen Einwirkungen mittels Ein- und Mehr-Massen-Schwingern detaillierter behandelt. Einzelexemplare des Leitfaden können per E-Mail an bauforumstahl kostenlos angefordert werden. Weitere Informationen: bauforumstahl e.V. (BFS), Sohnstraße, 40237 Düsseldorf, Tel. (0211) 67 07-828, Fax (0211) 67 07-829, zentrale@bauforumstahl.de, www.bauforumstahl.de

Mit dem Leitfaden lassen sich für relevante Gefährdungsszenarien die Belastungen aus Anprall und Explosion aus Referenzwerten und einfachen Formeln abschätzen. (Abb.: bauforumstahl)

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Der neue ST 1800-A22 von Hilti erlaubt dank leistungsstarkem Lithium-Ionen-Akku Bewegungsfreiheit auf dem Dach und an der Wand. Der Akku-Metallbauschrauber besitzt erstmals sowohl eine Rutschkupplung als auch einen Tiefenanschlag und meistert selbst Befestigungen auf massiven Stahlträgern. Die 22-Volt-Akkuplattform von Hilti ist um einen Schrauber für die Profis im Stahl- und Metallbau reicher: Auf dem Dach und an der Fassade befestigt der neue ST 1800-A22 mit einer Leerlaufdrehzahl von 0–2.000 U/min. effizient und verlässlich z. B. Blech mit Blech und Bleche auf Stahlunterkonstruktionen. Im weichen Schraubfall verfügt der Akku-Metallbauschrauber über ein maximales Drehmoment von 12 Nm. Bei zu viel Kraft verhindert eine Rutschkupplung ein Abreißen oder Überdrehen der Schraube, die sich wie bei einer Skibindung in neun Stufen entsprechend der Schraubengeometrie einstellen lässt. Erstmals hat Hilti auch einen Tiefenanschlag integriert: Er verhindert ein Überpressen der Dichtscheiben, sichert dadurch die volle Funktionalität von Dichtschrauben und gewährleistet auch an den bewitterten Befestigungspunkten, regendichte Gebäudehülle. Der ergonomische Liniengriff des 2,5 kg leichten Schraubers sorgt für eine optimale Kraftübertragung und ermüdungsarmes Arbeiten. In Sachen Zubehör verfügt der neue Hilti ST 1800-A22 über dieselben Schnittstellen wie sein Bruder mit Netzanschluss. Als Akku-Gerät bietet er gerade auf dem Dach deutliche Vorteile: Ohne Kabel zu verlegen, kann man mit einem Standgerät SDT 30 und den Magazin-Schrauben S-MS (die so genannten „Speedy“Schrauben) in aufrechter Körperhaltung die Tagesleistung um

bis zu 300 Prozent erhöhen. Auch die Hilti Schraubenführung ST-SG ist kompatibel zum neuen Akku-Metallbauschrauber. Sie erleichtert die Verschraubung von Sandwichpaneelen auf Stahloder Holzunterkonstruktionen, da man lange Paneel-Schrauben einhändig und punktgenau setzen kann. Gleichzeitig wird die empfindliche 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, de.kundenservice@hilti.com, www.hilti.de

„Glas und Stahl 2012“-Seminarreihe Innovation trifft auf Mythos, so lautet der Titel der Auftaktveranstaltung zur „Glas und Stahl 2012“-Seminarreihe. Sie findet statt am 26. Januar 2012 im Museum und Park Kalkriese, Venner Straße 69, 49565 Bramsche statt. Veranstalter ist die Kötter Siefker GmbH & Co. KG zusammen mit der Alkuba Vertriebs GmbH und der Arcon Flachglas-Veredelungs GmbH & Co. KG. Die drei Unternehmen haben wertvolle Anregungen aus der Praxis für die Praxis und jede Menge Know-how zu Problemlösungen für den Anwendungsbereich Glas-Stahl angekündigt. Das Praxisseminar richtet sich an alle Baubeteiligten, die nicht nur hochwertige Qualität für eine anspruchsvolle Architektur liefern wollen, sondern sich außerdem auch für rationelle, sichere und wirtschaftliche Verarbeitungen interessieren und dazu den Wissensvorsprung der Industrie nutzen möchten. Auf der Tagesordnung stehen interessante Fachvorträge von praxisorientierten Fachreferenten und Sachverständigen zu den Themen … – „Sichere Umsetzung bauphysikalischer Möglichkeiten im innovativen Glasbau“, – „Zulassungsmöglichkeiten von Sonderprodukten – topview“ und – „Kombinationen von Siebdruck und Sonnenschutzglas“. Gezeigt werden sollen außerdem aktuelle anschauliche Beispiele gelungener Stahl-Glas-Referenzen. Dem Seminar vorgeschaltet ist eine Architektenführung durch das Museum und den Park. Weitere Veranstaltungen sollen im Laufe des Jahres noch folgen – u. a. in Augsburg und Hannover.

Der ST 1800-A22 befestigt mit einer Leerlaufdrehzahl von 0 bis 2.000 U/min. effizient und verlässlich z. B. Blech mit Blech und Bleche auf Stahlunterkonstruktionen. (Foto: Hilti)

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Bolzenschweißtechnik

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HBS BolzenschweissSysteme GmbH & Co. KG Felix-Wankel-Straße 18 85221 Dachau / Deutschland Telefon +49 (0) 8131 511-0 Telefax +49 (0) 8131 511-100 post@hbs-info.de www.hbs-info.de

KÖCO Köster + Co. GmbH Spreeler Weg 32 D-58256 Ennepetal Tel. (0 23 33) 83 06-0 Fax (0 23 33) 83 06-38 E-Mail: info@koeco.net www.koeco.net

Nelson Bolzenschweiß-Technik GmbH & Co. KG Flurstraße 7–19 D-58285 Gevelsberg Tel. (0 23 32) 6 61-0 Fax (0 23 32) 6 61-1 65 E-Mail: info@nelson-europe.de Internet: www.nelson-europe.de

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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DMT GmbH & Co. KG DMT-Prüflaboratorium für Zerstörungsfreie und Zerstörende Prüfung – Seilprüfstelle – Dinnendahlstraße 9 44809 Bochum, Deutschland Tel. +49 234/957157-51, Fax +49 234/957157-50 bs@dmt.de – www.dmt.de

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Schwingungstilger Software für Statik und Dynamik GERB Schwingungsisolierungen GmbH & Co. KG Berlin/Essen Schwingungstilger für Brücken, Gebäude, Gebäudeteile, Tribünen, Schornsteine Tel. Berlin (030) 4191-0 Tel. Essen (0201) 266 04-0 E-Mail: info@gerb.com www.gerb.com

Software für das Bauwesen

GRAITEC GmbH Dietrich-Oppenberg-Platz 1 D-45127 Essen Tel.: +49 (0)201 / 64 72 97-50 Fax: +49 (0)201 / 64 72 97-88 info.germany@graitec.com www.graitec.de

Ing.-Software DLUBAL GmbH Am Zellweg 2 93464 Tiefenbach Tel. (09673) 9203-0 Fax (0 96 73) 92 03-51 E-Mail: info@dlubal.com Internet: www.dlubal.de

Stappert Spezial-Stahl Handel GmbH Willstätterstraße 13 40549 Düsseldorf Deutschland Tel. (02 11) 52 79-0 Fax (02 11) 52 79-177 info@stappert.de www.stappert.de

Salzgitter Mannesmann Stahlhandel GmbH Schwannstraße 12 40476 Düsseldorf / Deutschland Telefon +49 211 43 00-1 Telefax +49 211 43 00-90 info@szmh-group.com www.salzgitter-mannesmannstahlhandel.de

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Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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Die Autoren haben mit der entwurfsorientierten und werkstoffübergreifenden Lehre an der Fakultät für Bauund 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.

Verbindungen, Anschlüsse, Details 2012. ca. 450 S., ca. 450 Abb., ca. 80 Tab., Gb. ca. € 59,– ISBN: 978-3-433-02918-3 Erscheint Ende 2012

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Fachthemen Matthias Wieschollek Markus Feldmann József Szalai Gerhard Sedlacek

DOI: 10.1002/stab.201201504

Biege- und Biegedrillknicknachweise nach Eurocode 3 anhand von Berechnungen nach Theorie 2. Ordnung Walzprofile und ähnlich gestaltete geschweißte Profile haben eine Haupttragebene, die möglichst voll ausgenutzt werden soll, indem Stabilitätsversagen quer zur Haupttragebene verhindert wird. DIN EN 1993-1-1 [2] behandelt Stabilitätsnachweise quer zur Haupttragebene inform von Biegeknick- oder Biegedrillknicknachweisen nach zwei möglichen Verfahren: dem Verfahren mit Anwendung der Theorie 2. Ordnung durch Vorgabe von geometrischen Ersatzimperfektionen, das allgemeingültig sein sollte, und dem Verfahren mit Knick- und Biegedrillknickbeiwerten, die für bestimmte häufige Fälle objektorientiert angewendet werden können. Der vorliegende Beitrag behandelt die Nachweise mit Theorie 2. Ordnung mit geometrischen Ersatzimperfektionen, die entsprechend DIN EN 1993-1-1 [2] allgemeingültig als Eigenformen bei Ausweichen aus der Haupttragebene definiert sind. Zur Bestimmung bietet sich eine Rechnerunterstützung an, die nicht nur die modalen Verschiebungen, sondern auch die modalen Biegemomente in den maßgebenden Gurten des Querschnitts liefert. Dadurch werden die Nachweise übersichtlich und einfach und münden in einen Nachweis des Ausnutzungsgrades in der Haupttragebene, der durch einen Faktor f infolge der Biegemomente aus der Haupttragebene vergrößert wird. Beispiele aus der Praxis erläutern die überraschend einfache Anwendung. Flexural and lateral torsional buckling checks of steel frames according to Eurocode 3 using 2nd order analysis. Sections of rolled profiles or similar welded profiles have due to their strong axis an in-plane-resistance that should be exploited by preventing out-of-plane stability failure about the weak axis. DIN EN 1993-1-1 [2] gives rules for out-of-plane stability checks (lateral flexural or lateral torsional buckling) that can be performed according to one of the following methods: the method using 2nd order analysis for which equivalent geometric imperfection are defined and that is considered as a generic method, and the method with member checks using flexural or lateral torsional buckling curves, that have been determined for frequent cases (object-oriented method). This contribution treats out-of-plane stability checks using 2nd order analysis with equivalent geometric imperfections, that have been defined in DIN EN 1993-1-1 [2] as elastic buckling modes. To determine these functions computer-assistance is required, that gives not only the modal displacements, but also the modal bending moments for the relevant flanges of the profiles. The use of out-of-plane modal bending moments makes the assessments clear and simple. They lead to the assessment of the in-plane utilisation rates, which are enhanced by a factor f due to the out-ofplane bending moments. Worked examples from practical applications 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 von Walzprofilen oder ähnlich gestalteten Schweißprofilen und „Tragwirkung aus der Ebene“, z. B. um die schwache Achse von Walzprofilen oder ähnlich gestalteten Schweißprofilen unterscheidet. Angestrebt wird eine volle Ausnutzung der Profile „in der Haupttragebene“, die durch Nachweise der Stabilität der Profile gegen „Ausweichen aus der Ebene“ gewährleistet werden soll. „Stabilitätsnachweise aus der Haupttragebene“ sind das Thema dieses Beitrages; sie betreffen Biege- und Biegedrillknicken sowie gemischtes Biege- und Biegedrillknicken aus der Ebene je nach Beanspruchungszustand der Profile in der Ebene. Die DIN EN 1993-1-1 [2] behandelt Stabilitätsnachweise aus der Ebene, indem sie sowohl Nachweise nach Theorie 2. Ordnung mit Ansatz geometrischer Ersatzimperfektionen als ein für alle Fälle gültiges Verfahren, als auch Bauteilnachweise mit Knick- und Biegedrillknickkurven als sogenannte objektorientierte Verfahren für bestimmte häufige Anwendungsfälle zulässt. Leider sind in DIN EN 1993-1-1 [2] die anzusetzenden Imperfektionen für die Anwendung der Theorie 2. Ordnung nicht genügend spezifiziert und die Anwendung der Knick- und Biegedrillknickkurven ist gegenüber der Anwendung der Theorie 2. Ordnung in vielen Fällen so komplex und die Ergebnisse sind untereinander nicht konsistent, dass der Bedarf nach einer den Eurocode 3 begleitenden DASt-Richtlinie besteht, die der Praxis bei den täglichen Aufgaben mit der Darstellung einer eindeutigen Vorgehensweise behilflich ist. Diese DASt-Richtlinie beruht auf einer computergestützten Berechnung, um einfache und schwierige Bemessungsfälle einfach nachweisen zu können. Die Computerunterstützung enthält die Ermittlungen 1. der Knick- und Biegedrillknickverformungen aus der Ebene für den maßgebenden Knickfall (d. h. maßgebende Eigenform (Eigenmode) ηcr) sowie 2. der zu den Knick- und Biegedrillknickverformungen zugehörigen modalen Biegemomente in den für die Bemessung maßgebenden Flanschen der Bauteile (z. B. modales Biegemoment mcr = EIFl · η′′cr) Dieser Beitrag liefert die vollständigen Angaben für die Durchführung des Stabilitätsnachweises aus der Ebene und eine Reihe von Beispielen, die die Anwendung zeigen.

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2 Biegeknicken aus der Tragwerksebene 2.1 Spezifikation der Imperfektionen

MRk

Die Imperfektionen aus der Tragwerksebene sind in DIN EN 1993-1-1 [2] als geometrische Ersatzimperfektionen angegeben. Ihre Spezifikation lautet nach [2]: 5.3.2(1): „Die anzunehmende Form der Imperfektionen eines Gesamttragwerkes und örtlicher Imperfektionen eines Tragwerks kann aus der Form der maßgebenden Eigenform in der betrachteten Ebene hergeleitet werden“. 5.3.2(2): „Knicken, sowohl in als auch aus der Ebene, einschließlich Drillknicken mit symmetrischen und antimetrischen Knickfiguren ist in der Regel in der ungünstigsten Richtung und Form zu berücksichtigen“. Im Folgenden wird die Eigenform (Eigenmode) als Form der geometrischen Ersatzimperfektion zugrunde gelegt und als ηcr bezeichnet. DIN EN 1993-1-1[2] regelt die Amplitude der geometrischen Ersatzimperfektion wie folgt [2]: 5.3.2 (11): „Die maximale Amplitude dieser Imperfektionsfigur darf wie folgt ermittelt werden“:

NRk

ηinit = e0,d

Ncr ⋅η EI ηcr ′′ ,max cr

(1)

Aus dem charakteristischen Wert der Beanspruchbarkeit Rk ergibt sich der Bemessungswert

Rd =

Rk γ M1

(6)

mit dem Teilsicherheitsbeiwert γM1, der mit Versuchsergebnissen kalibriert eine ausreichende Zuverlässigkeit der Ergebnisse ergibt.

2.2 Lösungen für die Auswirkungen in der Ebene und aus der Ebene Bedingt durch die Verwendung der Eigenform ηcr als Form der geometrischen Ersatzimperfektion aus der Ebene und den sich daraus ergebenen Verlauf des modalen Biegemoments mcr sind die Auswirkungen der Imperfektion auf die Schnittgrößen um die schwache Achse proportional zu mcr. Daher kann man in Form von Ausnutzungsgraden u folgendes schreiben: 1. Ausnutzungsgrad in der Ebene am Punkt x:

mit

e 0,d

charakteristischer Wert der Biegebeanspruchbarkeit des Querschnittteils, z. B. des Flansches, der bei Ausweichen aus der Ebene maßgebend wird charakteristischer Wert der Druckbeanspruchbarkeit des Querschnitts

(

)

MRk = α λ − 0, 2 NRk

χλ 2 1− γ M1 1 − χλ 2

(2)

⎡ 1 uip = ⎢ ⎢⎣ α ult , k ▲

⎤ ⎥ ⎥⎦ x

(7)

Wirkung der Druckkraft und

2. Ausnutzungsgrad aus der Ebene am Punkt x:

α ult , k

λ=

(3)

α cr

Diese Formel kann in einfacher Weise geschrieben werden, wenn man sie auf die charakteristische Beanspruchbarkeit Rk bezieht:

ηinit = e0

α cr ⋅ NEd ⋅η EI ηcr ′′ ,max cr

M e0 = α(λ − 0,2) Rk NRk

N 1 = Ed α ult , k NRk

für

uop

⎡ ⎤ ⎢ mcr ⎥ 1 1 ⎥ = ⎢α λ − 0, 2 ⋅ α ult , k 1 mcr ,max ⎥ ⎢ 1− ⎢ ⎥ α cr ⎣ ⎦x

(

)

▲

Verlauf von uop längs des Bauteils

(4)

λ > 0,2

▲

(8)

Vergrößerung aus Theorie 2. Ordnung (5)

Ausnutzungsgrad in der Ebene Amplitude der Imperfektion

mit NEd αcr EIη′′cr α – λ αult,k

Bemessungswert der Druckkraft im Bauteil kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Druckkraft NEd, um ideales Knickversagen zu erreichen modales Biegemoment mcr infolge ηcr Imperfektionsbeiwert für die maßgebende Knicklinie, nach DIN EN 1993-1-1 Tabelle 6.1 und Tabelle 6.2 [2] Schlankheitsgrad des Bauteils kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Druckkraft NEd, um den charakteristischen Wert der Beanspruchbarkeit NRk zu erreichen, ohne dass das Ausweichen aus der Ebene berücksichtigt wird

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

uip + uop = max

x = xd

≤ 1, 0

(9)

2.3 Bestimmung des Bemessungspunktes x = xd für elementare Knickfälle Tabelle 1 zeigt die Knickfälle und Ausnutzungsgrade für die vier elementaren Knickfälle. Es ist einleuchtend, dass für diese elementaren Knickfälle nur die zum niedrigsten Eigenwert zugehörige Knickform maßgebend ist, da der kleinste

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Tabelle 1. Ausnutzungsgrade für die vier elementaren Knickfälle Table 1. Utilization rates for the elementary buckling cases Fall

Knickform

uip

uop

mcr mcr,max ηcr = a · sin

π·x 2 N 1 = Ed α ult , k NRk

NEd 1 = α cr EIπ 2

( 2  )2

(

) NN

(

) NN

α λ − 0, 2

Ed Rk

⎛ π · x⎞ sin 1 ⎜⎝ 2 ⎟⎠ 1− α cr 1

mcr mcr,max ηcr = a · sin

π·x 

N 1 = Ed2 α cr EIπ 2

N 1 = Ed α ult , k NRk

α λ − 0, 2

Ed Rk

⎛ π · x⎞ sin  ⎠⎟ 1 ⎝⎜ 1− α cr 1

mcr mcr,max ⎛ ⎞ cos k ⎛ x x x⎞ sin k − k ⎟ ηcr = a ⎜ cos k − 1⎟ − ⎝ ⎠ sin k ⎜⎝   ⎠ NEd 1 = α cr EIπ 2

(0,7 )2

(

N 1 = Ed α ult , k NRk

α λ − 0, 2

) NN

Ed Rk

⎛ π cos k x⎞ cos k − sin k ⎟  sin k ⎠ 1 ⎜⎝ 1− α cr 1

π = 4, 488 0, 7

mcr mcr,max

⎛ 2π · x ⎞ ηcr = a ⎜ 1 − cos  ⎟⎠ ⎝ NEd 1 = α cr EIπ 2

(0, 5 )2

N 1 = Ed α ult , k NRk

(

α λ − 0, 2

) NN

Ed Rk

⎛ 2π · x ⎞ cos  ⎟⎠ 1 ⎜⎝ 1− α cr 1

αcr-Wert den größten uop-Wert liefert. Da uip längs des Bauteils konstant ist, ist die Bemessungsstelle x = xd da, wo mcr sein Maximum hat. In anderen Fällen, z. B. bei Druckgliedern mit ungleichmäßigem Querschnitt und veränderlicher Druckkraft längs

2.4 Verbindung zur Bemessung mit Knickkurven

des Bauteils, ist das Kriterium u ip + u op = max

NEd N + α λ − 0, 2 Ed NRk NRk

x = xd

zu prü-

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

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

(

)

mcr 1 mcr ,max 1− α cr 1

≤ 1, 0

(10)

x = xd

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

uip

1 α cr

N 1 = Ed α ult , k NRk

uip + uop

uop

(

α λ − 0, 2

) NN

Ed Rk

⎛ m ⎞ cr ⎜ ⎟ 1 ⎝ mcr ,max ⎠ 1− α cr 1

liefert mit den folgenden Bezeichnungen

NEd =χ NRk

mcr , x = x

1 = χλ 2 α cr

mcr ,max

≈ 1, 0

(11)

die Grundgleichung für die Knickkurve

(

)

χ + α λ − 0, 2 χ

1 1 − χλ 2

≤ 1, 0

(12)

x = xd

Diese hat die Lösung

χ=

≤ 1, 0

(13)

2⎤ ⎡ φ = 0, 5 ⎢1 + α λ − 0.2 + λ ⎥ ⎦ ⎣

(14)

φ + φ2 − λ 2

x = xd

wobei

(

)

Bild 1. Biegeknicken von Druckstäben aus Walzprofilen um die schwache Achse, Versuchsergebnisse und maßgebende Knickkurve b ([3], [4]) Fig. 1. Flexural buckling of rolled sections about the weak axis, test results and relevant flexural buckling curve b ([3], [4])

ist. Damit ist klar, dass die Knickkurven nicht nur die elementaren Knickfälle in Tabelle 1 abdecken, sondern allgemein für alle Fälle mit ungleichförmigem Querschnitt und veränderlicher 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 Bemessungsstelle x = xd benutzt wird. Die Äquivalenz zwischen der Bemessung nach Theorie 2. Ordnung über uip + uop = max am Bemessungspunkt x = xd und der Bemessung mit Knickkurven χ mit dem – Schlankheitsgrad λ am Bemessungspunkt x = xd wird bei der 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 von Versuchsauswertungen von Knickstabversuchen ermittelt worden, wobei die Knickkurven mit dem offenen Parameter – α und bestimmten Annahmen für α und λ zugrunde gelegt wurden (s. Bilder 1 und 2 für das Knicken von Druckstäben aus Walzprofilen um die schwache Achse) ([3], [4], [5]). – Die Annahmen für α und λ waren, dass – 1. α und γ M1 unabhängig von der Schlankheit λ sein sollten

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Bild 2. Teilsicherheitsbeiwerte γM1 aus der Auswertung von Knickstabversuchen mit Biegeknicken um die schwache – Achse bei einem vom Schlankheitsgrad λ unabhängigen konstanten Imperfektionsbeiwert α ([3], [4]) Fig. 2. γM1-values from test evaluations for flexural buckling – about the weak axis using a constant α-factor for all λ -values ([3], [4])

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

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uip + uop

3 Biegedrillknicken aus der Tragwerksebene 3.1 Zweistufiges Verfahren

Top,Flange

= max

x = xd

≤ 1, 0

(17)

und Das Biegedrillknicken von Bauteilen aus I-Profilen ist das Ausweichen aus der Haupttragebene getrieben durch die Schnittgrößen in der Haupttragebene. Für das zweistufige Verfahren ist wesentlich, dass bei kleinen Verformungen die Schnittgrößen in der Haupttragebene nicht durch Verschiebungen aus der Haupttragebene infolge Biegedrillknicken beeinflusst werden (s. Bild 3).

uip + uop

Bottom,Flange

= max

x = xd

≤ 1, 0

(18)

Dabei ist der Ausnutzungsgrad

⎡ 1 ⎤ uip = ⎢ ⎥ ⎢⎣ α ult , k ⎥⎦ x d bezogen auf die Schnittgrößen in der Haupttragebene in einem Flansch und

uop

⎡ ⎤ ⎥ ⎢ m 1 1 cr ,Fl ⎥ = ⎢α λ − 0, 2 ⋅ ⋅ α ult , k 1 mcr ,max ⎥ ⎢ 1− ⎥ ⎢ α cr ⎣ ⎦ xd

(

)

bezogen auf das Biegemoment infolge Ausweichen aus der Ebene in einem Flansch.

Bild 3. Unabhängigkeit der Schnittgrößen Ed in der Haupttragebene von den Verschiebungen ηt,Fl und ηb,Fl der Trägerflansche Fig. 3. Independance of in-plane action effects Ed on out-ofplane displacements ηt,Fl for the top flange and ηb,Fl for the bottom flange

Daher wird ein zweistufiges Verfahren angewendet: 1. Bestimmung der Bemessungswerte Ed der Schnittgrößen in der Haupttragebene einschließlich der Wirkung eventueller Imperfektionen in der Haupttragebene und der Theorie 2. Ordnung 2. Überprüfung der Stabilität gegen Ausweichen aus der Haupttragebene infolge der Schnittgrößen Ed

3.2 Übertragung der Grundgleichungen auf das Biegedrillknicken Beim Biegedrillknicken sind die Verschiebungen ηcr,Fl des oberen und unteren Flansches des Querschnitts infolge der Torsionskomponente der Knickeigenform verschieden:

ηcr ,Fl = ηcr ± zM ⋅ ϕcr

(15)

In der Gleichung für uop ist der Imperfektionsbeiwert α für das Ausweichen aus der Haupttragebene infolge Biegedrillknicken identisch mit dem Imperfektionsbeiwert α für Biegeknicken um die schwache Achse, wenn der Einfluss der Torsionssteifigkeit auf den Vergrößerungsfaktor αcr für die Wirkung der Theorie 2. Ordnung vernachlässigbar ist. In diesem Fall kann das Biegedrillknicken eines Trägers einfach als Biegeknicken der Trägerflansche aufgefasst werden. Beispiele für diesen Fall sind Träger mit großen Trägerhöhen und kurzen Spannweiten und wenn die Torsionssteifigkeit infolge Querschnittsverformung reduziert wird. Im Falle nicht vernachlässigbarer Torsionssteifigkeit, z. B. bei Walzprofilen im Hochbau mit geringer Bauhöhe und großen Spannweiten, bewirkt die Torsionssteifigkeit kleinere uop-Werte als die bei vernachlässigbarer Torsionssteifigkeit. Diese Wirkung kann einfach durch einen effektiven Imperfektionsbeiwert αeff berücksichtigt werden, der wie folgt lautet:

α eff = α ⋅

α*crit α crit

(19)

(16)

Dabei ist α Imperfektionsbeiwert bei Biegeknicken aus der Haupttragebene αcrit kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Schnittgrößen Ed in der Haupttragebene, um die ideale Verzweigungslast für Ausweichen aus der Haupttragebene unter Berücksichtigung der Torsionssteifigkeit zu erreichen ∗ αcrit kleinstmöglicher Vergrößerungsfaktor der Schnittgrößen Ed in der Haupttragebene, um die ideale Verzweigungslast für Ausweichen aus der Haupttragebene bei Vernachlässigung der Torsionssteifigkeit zu erreichen

Infolgedessen sind im allgemeinen Fall, wenn bedingt durch den Momentenverlauf sowohl der obere als auch der untere Flansch Druckkräfte erhält, die Ausnutzungsgrade für beide Flansche zu prüfen:

Dieser effektive Imperfektionsbeiwert ist exakt, wenn die Formen der modalen Biegemomente mcr für α*cr und αcr identisch sind. Andernfalls ist er eine sehr genaue Näherung.

Dabei ist ηcr,ϕcr Komponenten der Biegedrillknickeigenform Abstand des betrachteten Flansches vom SchubzM mittelpunkt des Querschnitts ηcr,Fl Eigenform des oberen oder unteren Flansches Daher sind auch die modalen Biegemomente mcr,Fl in den Flanschen verschieden:

(

mcr ,Fl = EIFl ηcr ′′ ± zM ϕcr ′′

)

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3.3 Verbindung zur Bemessung mit Biegedrillknickkurven Ähnlich wie beim Biegeknicken (s. Abschnitt 2.4) liefert die Grundgleichung

uip + uop

x = xd

≤ 1, 0

)

χLT + α eff λ − 0,2 χLT

1 1 − χLT λ 2

≤ 1,0

(21)

(24)

▲

Faktor f, der die Vergrößerung des Ausnutzungsgrades uip in der Haupttragebene durch Ausweichen aus der Haupttragebene anzeigt

(20)

beim Biegedrillknicken die Ausgangsgleichung für die Biegedrillknickkurve

(

⎛ uop ⎞ uip + uop = uip ⎜ 1 + ⎟ ≤ 1, 0 uip ⎠ ⎝

Mit

uip + uop =

x = xd

1 α ult , k

⎡ ⎢ mcr ,Fl 1 1 + ⎢α eff λ − 0,2 ⋅ ⋅ α ult , k 1 mcr ,max ⎢ 1− ⎢ α cr ⎣

(

)

(25)

Die Biegedrillknickkurve lautet

χLT =

⎤ ⎥ ⎥ ⎥ ⎥ ⎦

wird

1 φ + φ2 − λ 2

≤ 1, 0

(22)

wobei

(

)

φ = 0, 5 ⎡1 + α eff λ − 0, 2 + λ 2 ⎤ ⎣ ⎦

⎡ ⎢ mcr ,Fl 1 f = ⎢1 + α eff λ − 0, 2 ⋅ ⋅ 1 mcr ,max ⎢ 1− ⎢ α cr ⎣

(

x = xd

)

⎤ ⎥ ⎥ ⎥ ⎥ ⎦

(26)

(23)

Die Gleichung für χLT für das Biegedrillknicken unterscheidet sich von der Gleichung für χ für das Biegeknicken nur durch den Imperfektionsbeiwert αeff. Da αeff sowohl den Fall des Biegeknickens (αeff = α) als auch des Biegedrillknickens erfasst, kann die Gleichung (22) als universelle Formel sowohl für das Biegeknicken als auch für das Biegedrillknicken aufgefasst werden. Die Zuverlässigkeit der universellen Formel mit dem effektiven Imperfektionsbeiwert αeff ist über Versuchsauswertungen von Biegedrillknickversuchen überprüft worden. Bilder 4 und 5 liefern die Resultate der Auswertungen für Walzprofile und geschweißte Profile. Die erforderlichen γM1-Werte liegen im Bereich von 1,048 bis 1,087 ([3], [5], [6]).

3.4 Praktische Anwendung vom uip + uop ≤ 1,0

und die Bedingung uip + uop ≤ 1 lautet

1 α ult , k

⋅ f ≤1, 0

(27)

3.5 Andere Besonderheiten Tragwerke, die auf Stabilität gegen Ausweichen aus der Haupttragebene geprüft werden, können mehrfeldrig mit veränderlichen Querschnitten und wechselnden Vorzeichen der Momentenlinie sein. Dann ist nicht automatisch sicher, ob die erste Eigenform in

uip + uop = max

x = xd

≤ 1, 0

(28)

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

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

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

Bild 5. Verhältnisse re/rt der experimentellen und rechnerischen Ergebnisse bei Verwendung von αeff für geschweißte Profile ([3], [6]) Fig. 5. Ratios re/rt of experimental and calculative results using αeff for welded sections ([3], [6])

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Das hier geschilderte Nachweisverfahren nach Theorie 2. Ordnung ist in sich konsistent, indem die Wahl der Imperfektionsbeiwerte α mit dem Prinzip der linearen Überlagerung der Ausnutzungsgrade uip + uop = max für den Grenzzustand des maßgebenden Querschnitts und der Größe des Teilsicherheitsfaktors γM1 verträglich ist. Wird einer dieser Parameter, z. B. durch Verwendung eines nicht-linearen Interaktionsmodells für den plastischen Querschnittswiderstand, verändert, liegt keine Konsistenz mehr vor und die erforderliche Zuverlässigkeit der Ergebnisse ist nicht mehr gegeben.

4 Anwendungsbeispiele 4.1 Allgemeines Im Folgenden wird anhand von Beispielen für den Stabilitätsnachweis aus der Ebene gezeigt 1. wie die Theorie 2. Ordnung angewendet wird 2. wie die idealen Knickdaten und Knickeigenformen mit Rechnerunterstützung ermittelt werden 3. wie Biegedrillknickfälle gelöst werden, die in DIN EN 1993-1-1 [2] nicht umfassend behandelt sind

Bild 6 zeigt die mit Rechnerunterstützung ermittelten Daten ηcr,Fl und mcr,Fl für I-Profile sowie die Ergebnisse für den Grenzfall, dass Träger ohne Gurt eingesetzt werden. Die Präsentation der Beispiele dient zur Erläuterung, praktische Berechnungen können ohne größeren Dokumentationsaufwand durchgeführt werden.

4.2 Biegedrillknicken des Untergurtes bei durchlaufenden Verbundbrücken mit offenem Querschnitt 4.2.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der Haupttragebene Eine über drei Felder durchlaufende Verbundbrücke nach Bild 7 und einem offenen Querschnitt nach Bild 8 wird als Beispiel für den Biegedrillknicknachweis des gedrückten Untergurtes gewählt [7]. Die Abmessungen des Stahlträgers gehen aus Bild 9 hervor. Alle 7,50 m sind Querrahmen nach Bild 10 und an den Widerlagern und Pfeilern verstärkte Querrahmen nach Bild 11 angeordnet. Anhand der für den Untergurt maßgebenden Momentenlinie in Bild 12 sind in Bild 13 die Spannungsverteilungen im Untergurt und die Streckgrenzen fy ermittelt, die zu dem Verlauf der Ausnutzungsgrade uip nach Bild 14

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

Bild 6. Eigenverformungen ηcr beim Ausweichen aus der Haupttragebene und damit verbundene Dehnungen εcr in den maßgebenden Trägerflanschen Fig. 6. Elastic critical out-of-plane buckling mode of flange ηcr and associated critical strain εcr,Fl

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

Bild 7. Verbundbrücke, System und Spannweiten [7] Fig. 7. Composite bridge-system and span lengths [7]

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Bild 14. Verteilung der Ausnutzungsgrade uip in der Haupttragebene [7] Fig. 14. Distribution of in-plane utilization rates uip [7] Bild 10. Querrahmen alle 7,50 m [7] Fig. 10. Cross-frames all 7.50 m [7]

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

Bild 12. Verteilung der Biegemomente in der Haupttragebene für die Ermittlung der Beanspruchungen im Trägeruntergurt [7] Fig. 12. Distribution of in-plane-moments relevant for the bottom flange [7]

Bild 15. Ergebnisse der Eigenformbestimmung: ηcr und mcr mit αcr und α*cr Fig. 15. Results of modal analysis: ηcr and mcr and αcr and α*cr

4.2.3 Bestimmung des Bemessungspunktes x = xd und Biegedrillknicknachweis Bild 13. Spannungen im Trägeruntergurt und Verteilung der Streckgrenze [7] Fig. 13. In-plane stresses in bottom flange and distribution of yield strength [7]

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

Der Bemessungspunkt x = xd wird wie folgt bestimmt:

1 α ult , k

⋅ f = max

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

α eff = α ⋅

4.2.2 Resultate der Eigenformbestimmung

α*cr 8, 37 = 0, 76 ⋅ = 0, 72 α cr 8, 86

führt. Die Vergrößerungsfaktoren αcr, die Verschiebungen ηcr und die modalen Biegemomente mcr für den Untergurt sind für die ersten drei Eigenformen in Bild 15 angegeben.

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

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des Halbrahmens gehen aus Bild 18 hervor. Bild 19 zeigt die Bemessungswerte der Schnittgrößen anhand des Verlaufs der Biegemomente und Normalkräfte. Zur besseren Darstellung der Ergebnisse werden die Stütze und der Riegel nach Bild 20 auf einer Linie abgewickelt. Die Ausnutzungsgrade uip in der Haupttragebene sind Bild 21 zu entnehmen.

Bild 16. Verteilung des Faktors f, der an dem Ausnutzungsgrad uip anzusetzen ist Fig. 16. Distribution of f-factor for the in-plane utilization rate uip

Bild 18. Abmessungen und Lagerungen, seitliche Halterungen gegen Ausweichen und Torsion, sowie Belastungen des Halbrahmens Fig. 18. System, dimensions, boundary conditions and outof-plane supports as well as loading for the moment semi-frame

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

4.2.4 Schlussfolgerungen Die Werte uip + uop in Bild 17 erreichen nicht den Grenzwert 1,00, so dass der Biegedrillknicknachweis erfüllt wird. Während die antimetrischen Eigenformen 1 und 2 keine wesentlichen Erhöhungen der Ausnutzungsgrade gegenüber dem Größtwert an der Stütze zeigen, liefert die symmetrische Eigenform 3 eine Erhöhung des Ausnutzungsgrades an der Stütze, jedoch noch im zulässigen Rahmen.

4.3 Biegedrillknicken eines Halbrahmens bei Unterwind 4.3.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der Haupttragebene Die Abmessungen und Lagerungen, die seitlichen Halterungen gegen Ausweichen und Torsion sowie die Belastungen

Bild 19. Bemessungswerte Ed der Schnittgrößen in der Haupttragebene Fig. 19. Distribution of action effects Ed to be considered for out-of-plane stability

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Bild 20. Abwicklung der Stütze und des Riegels des Halbrahmens auf einer Linie Fig. 20. Components of the frame lined up

Bild 21. Ausnutzungsgrade uip in der Ebene für den Oberund Untergurt Fig. 21. In-plane-utilization rates uip for top flange and bottom flange

Bild 23. Eigenformen der Verschiebungen und der modalen Biegemomente in den Trägerflanschen Fig. 23. Shape of lateral torsional buckling displacements and modal bending moments

4.3.2 Resultate der Eigenformbestimmung Die Verschiebungsfigur der ersten Eigenform des Biegedrillknickens des Halbrahmens geht aus Bild 22 hervor. Infolge der Druckbeanspruchung im Untergurt des Riegels, hervorgerufen durch den Unterwind, ergibt sich eine mehrwellige Seitenverschiebung. Die Vergrößerungsfaktoren αcr sowie die Verschiebungen αcr,Fl und die modalen Biegemomente 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 fFaktoren bewirken eine Vergrößerung des Ausnutzungsgrades uip für den Ober- und Untergurt des Riegels über die Grenze 1,00 (s. Bild 25).

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

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

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

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4.3.4 Schlussfolgerungen Maßgebend ist das Ausweichen des Untergurtes in der ungünstigsten Knickwelle (s. Bild 25). Durch die Berücksichtigung von Vertikalsteifen im Riegel an den Stellen der Torsionshalterung könnte der f-Faktor auf ein zulässiges Maß abgesenkt werden.

4.4 Biegedrillknicken eines zweifeldrigen Durchlaufträgers 4.4.1 Systemdaten und Ausnutzungsgrade in der Haupttragebene

Bild 27. Verlauf der Ausnutzungsgrade uip längs der Versuchsträger Fig. 27. Distribution of the utilization rate uip along the tests beam

Das Beispiel besteht in der Nachrechnung von Versuchen, die mit einem zweifeldrigen Durchlaufträger aus Walzprofilen IPE 120 mit einer symmetrischen Belastung nach Bild 26 durchgeführt wurden. Die Abmessungen und die Versuchsergebnisse sind in Tabelle 3 dargestellt. Die Ausnutzungsgrade uip in der Haupttragebene haben einen Verlauf nach Bild 27. Die Zahlenwerte sind für die experimentellen Höchstlasten Pult,test in Tabelle 4 angegeben. Tabelle 3. Abmessungen und Vesuchsergebnisse Table 3. Dimensions and test results Versuch

l [m]

lp [m]

fy,test [N/mm2]

Pult,test [kN]

4,40

1,70

337,70

14,75

3,00

1,20

346,65

25,32

2,00

0,80

340,20

45,52

Bild 26. Zweifeldriger Durchlaufträger mit symmetrischer Belastung Fig. 26. Two span continuous beam with symmetrical loading Tabelle 4. Ausnutzungsgrade uip,f im Feld und uip,s an der Zwischenstütze Table 4. Utilization rates uip,f at span and uip,s at the intermediate support Versuch

Für Pult,test uip,f

uip,s

0,45

0,70

0,52

0,80

0,63

0,97

4.4.2 Resultate der Eigenformbestimmung Die Eigenformbestimmung erfolgte für die erste Eigenform, die auch im Versuch eingetreten ist (asymmetrische Form). Der Verlauf der modalen Verschiebungen ηcr und der modalen Biegemomente mcr ist in Bild 28 für das rechte Feld des Zweifeldträgers angegeben (s. Bild 26).

Bild 28. Eigenwerte αcr und Eigenformen der Verschiebungen ηcr und modalen Biegemomente mcr,Fl Fig. 28. Eigenvalues αcr, Eigenmodes ηcr and modal bending moments mcr,Fl

4.4.3 Bestimmung der Bemessungspunkte und Biegedrillknicknachweise Die Verteilung der f-Faktoren ist für den Ober- und Untergurt in Bild 29 dargestellt. Mit dem Faktor f ergibt sich die Summe der Ausnutzungsgrade nach Bild 30.

4.4.4 Schlussfolgerungen Die Übereinstimmung der experimentellen Höchstlasten Pult,test mit den anhand des Kriteriums der Summe der Aus-

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Tabelle 5. Vergleich der rechnerischen und experimentellen Ergebnisse Table 5. Comparison of the calculative and experimental results Versuch

Pult,test [kN]

Pult,calc [kN]

14,75

12,83

25,32

23,68

45,52

44,62

wandert dieser für kleine Spannweiten an die Zwischenstütze (Versuch 3). Literatur

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

[1] DIN EN 1990, Dezember 2010: Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung. Deutsche Fassung EN 1990:2002 + A1:2005 + A1:2005/AC:2010, Normenausschuss Bauwesen (NABau) im DIN Deutsches Institut für Normung e. V., Beuth Verlag GmbH. [2] DIN EN 1993-1-1, Dezember 2010: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. Deutsche Fassung EN 1993-1-1:2005 + AC:2009, Normenausschuss Bauwesen (NABau) im DIN Deutsches Institut für Normung e.V., Beuth Verlag GmbH. [3] Naumes, J.: Biegeknicken und Biegedrillknicken von Stäben und Stabsystemen auf einheitlicher Grundlage. Dissertation, RWTH Aachen, Schriftenreihe Stahlbau, Heft 70, Aachen: Shaker-Verlag 2010. [4] Müller, C.: Zum Nachweis ebener Tragwerke aus Stahl gegen seitliches Ausweichen. Dissertation. RWTH Aachen, Schriftenreihe Stahlbau, Heft 47, Aachen: Shaker Verlag 2003. [5] Feldmann, M., Naumes, J., Sedlacek, G.: Biegeknicken und Biegedrillknicken 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 beams with cross sectional classes 1-3 in order to obtain strength functions and suitable model factors. Eurocode 3 – Editorial Group (1984). [7] Davaine, L., Imberty, F., Raoul, J.: Eurocode 3 and 4 – Guidance book, July 2007: Application to steel-concrete composite road bridges, SETRA/CTOA Technical Centre for Highways and Motorways, France. [8] ConSteel 6.0: Finite-Element-Programm, entwickelt von Consteel Solutions Ltd, http://www.consteel.hu. [9] LTBeam: Programm zur computergestützten Berechnung von αcr-Werten von Trägern unter Momentenbeanspruchung, entwickelt von CTICM, kostenloser Download unter http://www.cticm.com.

Autoren dieses Beitrages:

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

nutzungsgrade uip + uop ≤ 1,0 berechneten Höchstlasten Pult,calc ist befriedigend (s. Tabelle 5). Während bei größeren Spannweiten der Bemessungspunkt im Feld unter der Einzellast ist (Versuch 1 und 2),

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Prof. Dr.-Ing. Markus Feldmann, feldmann@stb.rwth-aachen.de, Prof. em. Dr.-Ing. Dr.h.c. Gerhard Sedlacek, sed@stb.rwth-aachen.de, Dipl.-Ing. (FH) Matthias Wieschollek, wieschollek@stb.rwth-aachen.de, RWTH Aachen, Lehrstuhl für Stahlbau und Institut für Stahlbau und Leichtmetallbau, Mies-van-der-Rohe-Str. 1, 52074 Aachen Dr.-Ing. József Szalai, jozsef.szalai@consteel.hu, Consteel Solutions Ltd, Mester u. 87, 1095 Budapest

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Fachthemen Frank Wellershoff Martien Teich Gordon Nehring Norbert Gebbeken

DOI: 10.1002/stab.201201501

Konstruktion und Berechnung von explosionshemmenden Seilnetzfassaden 1 Explosionslasten 1.1 Analytische Ermittlung von Explosionslasten

Die Bedrohung durch Bombenanschläge ist heute sehr real, und wir hören häufiger von den tragischen Konsequenzen dieser Anschläge. Um die Öffentlichkeit zu schützen, werden derzeit neue Fassadensysteme und Bemessungsmethoden entwickelt, die mit einem vertretbaren finanziellen Aufwand die Schutzfunktion gefährdeter Gebäude wesentlich verbessern. Die Entwicklungsphilosophie umfasst vor allem Fragen der Stand- und Reststandsicherheit (Schutz von Leben und Vermeiden von Verletzungen) und Aspekte der Gebrauchstauglichkeit. Aber auch die Minimierung des finanziellen Schadens wird berücksichtigt. Bei Fassaden mit Spannweiten über 15 m sind Seilnetzsysteme die transparenteste Lösung (maximaler Glasanteil bezogen auf die Fassadenfläche). Seilnetzfassaden werden daher häufig im Eingangsbereich von Bahnhöfen, Flughäfen, Banken oder Hotels gebaut. Für diese Gebäude wird häufig ein erhöhtes Schutzniveau gefordert. Hieraus resultiert der Bedarf an neuen Konstruktionselementen und Bemessungsmethoden für explosionshemmende Seilnetzfassaden. Drei neuentwickelte Konstruktionselemente werden im Folgenden im Detail dargestellt. Die Verbindung zwischen der unmittelbaren Glaslagerung (z. B. Eckklemme) und dem Seil kann mit einem Crashkörper versehen werden, wodurch die Spitzenspannung in der Glasscheibe wesentlich reduziert werden kann. Sollte die Scheibe dennoch brechen, kann durch einen besonderen Glashalter die Resttragfähigkeit der Verglasung verbessert werden. Neu entwickelte Seilendverankerungen verringern die Belastungen auf die Seile und das Gebäude. Die neuen Bemessungsmethoden ermöglichen eine schnelle numerische Analyse von Seilnetzfassaden unter definierten Druckwellen und ermöglichen so eine schnelle und effiziente Dimensionierung der neu entwickelten Seilendverankerungen.

Infolge der Detonation einer Sprengladung breitet sich eine Druckwelle zunächst sphärisch in alle Richtungen aus, bis sie an Oberflächen (Gebäude, Boden) reflektiert wird. Bei der Detonation wird innerhalb einiger Nanosekunden eine sehr große Menge an Energie freigesetzt. Der Druckanstieg liegt in einem Zeitbereich von Nanosekunden und die Zeitdauer der Überdruckphase im Millisekundenbereich. Bild 1 zeigt einen typischen Druck-Zeit-Verlauf einer TNT-Detonation in Luft (TNT = Trinitrotoluol, häufig verwendeter militärischer Sprengstoff). Erkennbar ist die kurze Überdruckphase, die durch den Spitzenüberdruck pˆ10 und durch die Zeitdauer td charakterisiert wird. Die Integration des Druckes über die Zeit ergibt den spezifischen Impuls. Die Sogphase wirkt normalerweise länger als die Überdruckphase, und der Unterdruck ist in der Regel wesentlich geringer als der Spitzenüberdruck (außer bei Ferndetonationen mit großen Abständen). Der Umgebungsluftdruck beträgt unter Normalbedingungen 101,3 kPa (1,013 bar) auf Meereshöhe. Wesentlich für die Tragwerksanalyse ist die Ermittlung des vollständigen reflektierten Druck-Zeit-Verlaufes, da dieser auf das Bauteil wirkt. Nur die Angabe des reflektierten Spitzenüberdruckes ist unzureichend. Auch die Angabe von statischen Ersatzlasten ist im Allgemeinen falsch, da statische Ersatzlasten immer systemabhängig

Design and calculation of cable net facades under impulsive blast loads. Nowadays the threat of terrorist bomb attacks on buildings is very real, and we frequently hear about tragic consequences of such attacks. To protect the public against such horrible acts, the engineering community has embarked on developing technologies and concepts that can economically provide life safety measures to vulnerable structures. The design philosophy is primarily to save lives and prevent injuries, and secondarily to protect buildings, functions, and assets. The design criteria take a balanced approach to safety, considering cost effectiveness and acknowledging acceptance to some risks. For cable net facades with point supported glazing new design methods and solutions are developed. These methods include new tools for the numerical evaluation of facades under impulsive blast loads. New design solutions include appropriate connections to the supporting structure (cable end support) which are able to dissipate a significant part of the blast wave energy and positively influence the structural post-failure behaviour.

Bild 1. Schematische Darstellung des Druck-Zeit-Verlaufs einer TNT-Detonation in Luft Fig. 1. Typical pressure time history of a TNT detonation in air

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sind. Bei Explosionsbeanspruchungen ist somit in jedem Fall eine (i. d. R. nichtlineare) dynamische Berechnung notwendig. Vor allem die effektive Sprengstoffmasse (zumeist definiert als TNT-äquivalente Masse [1]), ihre Höhe über den Boden und ihre Entfernung zum Gebäude, die Art und Ausbildung eventueller Hindernisse, wie z. B. Schutzwände oder vorgelagerte Gebäude, sowie die Art und Geometrie des Bauwerks selbst beeinflussen den reflektierten DruckZeit-Verlauf einer Explosion. Der reflektierte Spitzenüberdruck pˆro (engl.: peak reflected overpresure) entsteht durch die Reflexion der einfallenden ebenen Stoßwelle, die in einem bestimmten Winkel auf eine bauliche Anlage trifft. Das Verhältnis von reflektiertem Spitzenüberdruck und einfallendem Spitzenüberdruck wird als Reflexionsfaktor bezeichnet. Der Reflexionsfaktor ist abhängig vom einfallenden Spitzenüberdruck, vom Auftreffwinkel sowie von der Dichte und der Steifigkeit des Materials der Reflexionsoberfläche. Die wesentlichen Effekte und Einflussparameter zur Ermittlung des Reflexionsfaktors sind ausführlich in [2], [3], [4] dargestellt. Mit bekanntem Reflexionsfaktor kann der reflektierte Druck-Zeit-Verlauf abgeleitet werden, der einen ähnlichen Verlauf wie der in Bild 1 dargestellte einfallende DruckZeit-Verlauf aufweist, wenn Interaktionseffekte vernachlässigt werden. Bei leichten und flexiblen Membranstrukturen und großflächigen Seilnetzfassaden wird der reflektierte Druck-Zeit-Verlauf zusätzlich durch die Fluid-Struktur-Interaktion und durch die aerodynamische Dämpfung beeinflusst. Die Untersuchung dieser Effekte sind aktuelle Forschungsschwerpunkte [5] und werden im Rahmen des vorliegenden Beitrags nicht weiter betrachtet. Auf eine Darstellung der Formeln zur Ermittlung des reflektierten Druck-Zeit-Verlaufes wird an dieser Stelle aus Platzgründen verzichtet. Die wichtigsten Formeln sind in [3] und [6] mit weiteren Literaturangaben übersichtlich zusammengefasst.

die wesentlich von den analytisch ermittelten Druck-ZeitVerläufen abweichen. Dies ist beispielsweise der Fall, wenn Explosionen in angrenzenden Straßen oder der Einfluss von vorgelagerten Gebäuden oder Mauern zu berücksichtigen sind. In diesen Fällen kann der Druck-Zeit-Verlauf entweder mit Hilfe von (ggf. skalierten) Experimenten oder finanziell günstiger durch numerische Untersuchungen mit sogenannten Hydrocodes erfolgen. Hydrocodes, z. B. Ansys Autodyn oder LS-Dyna, basieren auf den physikalischen Grundprinzipien der Massen-, Impuls- und Energieerhaltung und berechnen die Explosion und die anschließende Ausbreitung und Reflexion der Stoßwelle. Beispielhaft ist in Bild 2 (links) ein Explosionsszenario in einem Straßenausschnitt dargestellt. Die Detonation von 300 kg TNT findet auf dem öffentlichen Platz statt. An unterschiedlichen Stellen der verschiedenen Gebäudefassaden wirkt infolge der Detonation ein unterschiedlicher Druck-Zeit-Verlauf (Bild 2 rechts). Am Ort P1 beträgt der Spitzenüberdruck etwa 950 kPa, der jedoch sehr schnell auf Umgebungsluftdruck und dann in den Unterdruckbereich abfällt. Die anschließenden erneuten Druckspitzen resultieren aus Reflexionen der Stoßwellen an den verschiedenen Gebäuden. Die Stoßwelle erreicht die Punkte P2 und P3 wesentlich später mit deutlich geringeren Spitzenüberdrücken. Die Überdruckphase wirkt hier jedoch erheblich länger als im Punkt P1. Insgesamt ist zu erkennen, dass die in Abschnitt 1.1 diskutierte analytische Herangehensweise bei komplexeren Explosionsszenarien nicht mehr gerechtfertigt ist. Es sei darauf hingewiesen, dass eine Explosion an den verschiedensten Orten auftreten kann und deshalb i. d. R. eine umfangreiche Risiko- und Gefährdungsanalyse notwendig ist, um den maßgeblichen, aber nicht immer offensichtlichen Explosionslastfall zu ermitteln.

1.2 Bestimmung von Explosionslasten mit Hydrocodes

Da die Ermittlung des vollständigen Druck-Zeit-Verlaufes infolge einer Detonation und komplexer Reflexionseffekte sehr aufwendig ist, wurden zunächst in den USA und dann auch international (ISO) normierte Explosionslastannahmen festgelegt ([7], [8], [9]).

Die in Abschnitt 1.1 diskutierten analytischen Ansätze sind nur für einfache Fälle anwendbar. Durch Reflexionen an benachbarten Gebäuden können Belastungen resultieren,

1.3 Normierte Explosionslastannahmen

Bild 2. Berechnung von Explosionslasten mit Hydrocodes: Detonation von 300 kg TNT in der Mitte des öffentlichen Platzes und 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 reflected pressure-time-curves for the chosen points P1, P2 and P3

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Diese Explosionslastannahmen geben einen linear abfallenden Dreiecksverlauf für den reflektierten Druck-ZeitVerlauf vor. Dieser lineare Ansatz ist in Bild 1 gestrichelt dargestellt. Der reflektierte Druck-Zeit-Verlauf wird durch den reflektierten Spitzenüberdruck pˆro und durch den positiven reflektierten Impuls ir charakterisiert. Die Zeitdauer der Überdruckphase des linearen Ansatzes ergibt sich dann zu:

t d,lin =

2i r pˆ ro

angegebenen Sprengstoffmengen (TNT-äquivalente Masse) und Abstände geben an, durch welche Sprengladungen diese Lasten bei einer Bodenzündung auf einer freien Ebene vor einer großen Fassade erzeugt würden. In den experimentellen Versuchen zum Nachweis der Explosionsschutzwirkung wird jedoch üblicherweise nicht eine gesamte Fassade, sondern ein Fassadenausschnitt in einem 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 Testrahmen zur Erreichung derselben Druck- und Impulswerte eine andere Ladungsmenge und ein anderer Ladungsabstand als bei einer Explosion vor einer großen Fassade erforderlich. Auf dieses Phänomen ist die Bezeichnung der ISO-Szenarien (z. B. EXV 45) zurückzuführen. EXV xx bedeutet, dass die in Tabelle 2 angegebenen Überdruck- und Impulswerte beim typischen Testrahmen von 3,15 m × 3,15 m bei einer Explosion von 100 kg in einem Abstand von xx m erreicht werden. Dies entspricht einem äquivalenten Explosionsszenario vor einer großen Fassade (s. Tabelle 2 und Anhang C.1 von ISO 16933 [8]).

(1)

Der Einfluss der Unterdruckphase wird bei diesen normierten Ansätzen vernachlässigt. Dies ist bei der dynamischen Berechnung von steifen oder schweren Strukturen (z. B. Stahlbetonkonstruktionen) gerechtfertigt, da die Unterdruckphase die Strukturantwort in diesen Fällen kaum beeinflusst. Bei der Berechnung leichter und biegeweicher Systeme mit geringen Eigenfrequenzen kann die Unterdruckphase die Strukturantwort aber maßgeblich beeinflussen. Dieser Effekt wird ausführlich in [6] und [10] diskutiert. Trotz dieses Einflusses, der auch bei Seilnetzfassaden vorhanden ist [11], verlangen viele Bauherren lediglich einen normierten Explosionslastansatz gemäß US- oder ISO-Standard. Es wird davon ausgegangen, dass das Versagen des Systems nach innen bemessungsentscheidend ist. Die Auswirkungen auf Personen im Inneren des Gebäudes sollen also minimiert werden. Ein Versagen des Systems nach außen infolge der Unterdruckphase wird in Kauf genommen. In den Tabellen 1 und 2 sind die wesentlichen Bemessungslasten nach der US-amerikanischen GSA/ISC und nach der internationalen ISO-Norm zusammengefasst. Die

2 Schutzanforderungen für Explosionslasten Bereits geringe Explosionsdruckwellen, die durch kleine Bomben oder durch große Bomben in großer Entfernung (z. B. in einer angrenzenden Straße) generiert werden, können zu großen Schäden führen, wenn die Fassade nicht entsprechend konstruiert ist. Um Personen hinter der Fassade vor größeren Verletzungen zu schützen, wird eine explosionshemmende Funktion der Fassade vermehrt in Spezifikationen gefordert. Zumeist wird hierbei auf eine Klassifizierung der Schutzwirkung entsprechend dem amerikanischen GSA-Standard [12] verwiesen. Die GSA-Methode teilt Fassaden in sechs Schutz- und Risikoklassen (protection and hazard levels, Bild 3) ein. In der höchsten Schutzklasse 1 darf das Glas nicht brechen. In den weiteren wird definiert, wie weit Glassplitter in einem normierten Prüfraum fliegen dürfen. Am häufigsten wird die Schutzklasse 3b gefordert, bei der die Splitter maximal 10 ft. (3,05 m) in den 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

pˆr0 kPa

ir kPa ms

td,lin ms

Ladung TNT Abstand kg m

GSA C

27,58

193,06

14,0

47,5

GSA D

68,95

675,71

19,6

340

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 Spitzenüberdruck

reflektierter Impuls

Zeitdauer

Ladungsabstand von ca. 100 kg TNT vor kleinem Testrahmen

äquivalentes Explosionsszenario vor großer Fassade

pˆro kPa

ir Pa s

td,lin ms

Abstand m

Ladung TNT kg

Abstand m

EXV 45

180

EXV 33

250

EXV 25

380

9,5

EXV 19

140

600

8,6

EXV 15

250

850

6,8

14,4

EXV 12

450

1200

5,3

100

12,4

EXV 10

800

1600

5,0

125

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Bild 3. GSA/ISC-Schutzklassen für Fensterverglasungen nach [12] Fig. 3. GSA/ISC performance conditions for window system response [12]

Die GSA-Schutzklassen wurden für maximal raumhohe Fensterverglasungen entwickelt. Bei Seilnetzfassaden, die mit horizontalen Windlastseilen und vertikaler Eigengewichtsabhängung sehr hoch gebaut werden können, wäre die direkte Übertragung der GSA-Schutzklassen unangebracht. Maßgebend für den Schutz von Personen ist nämlich erstens, dass die Druckwelle erheblich gedämpft wird, um Ohren und Lungen zu schützen, und zweitens, dass Glassplitter nicht als schwerverletzende Projektile wirken. Allgemeingültig wäre daher eine Definition der erlaubten Flugweite von Glassplittern in Relation zur Verglasungshöhe. Für numerische Nachweise könnte die Geschwindigkeit der Verglasung bei Erreichen der Bruchfestigkeit des Glases als Schutzklasse definiert werden. Hierbei wäre zu beachten, dass die Bruchspannung von Glasprodukten erheblich von der Belastungszeit abhängt. Bei sehr kurzen Einwirkungen wie unter Explosionslasten liegt demnach eine wesentlich höhere Bruchspannung als für Windlasten vor.

3 Seilnetzfassaden ohne explosionshemmende Funktion 3.1 Seilführung Seilnetze sind bei großflächigen Fassaden die transparenteste Tragstrukturvariante und können generell unterteilt werden 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 eine Last senkrecht zur Seillinie nur durch eine entsprechende Krümmung der Seillinie aufnehmen kann. Das Stichmaß der Krümmung kann durch eine Vorspannung des Seils verringert werden. Jedoch bleiben die Verformungen wesentlich größer als bei Tragelemente, die Biegemomente aufnehmen. Das Grenzmaß der zulässigen Fassadenverformung senkrecht zur Verglasungsebene hängt von verschiedenen Faktoren ab: – Zwangspunkte vor und hinter der Fassade, die nicht berührt werden dürfen (z. B. Gebäudestützen, gegen die die Fassade unter Windlast nicht anschlagen soll, s. Bild 4) – maximal zulässige Klaffung und Kompression der Verglasungsfugen

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Bild 4. Seilnetzfassade mit geraden Seillinien (Typ 1): Hamad Medical City, Doha, Qatar Fig. 4. Cable net facade with straight cable line (type 1): Hamad Medical City, Doha, Qatar

Bild 5. Seilnetzfassade mit polygonaler Seillinie (Typ 2): Sony Center, Berlin Fig. 5. Cable net facade with polygonal cable line (type 2): Sony Center, Berlin

– Lagesicherung der Verglasung – zulässige Verwindung der Verglasung in den Übergangsbereichen zu steifen Anschlüssen (Fassadenrand, Türrahmen). Zwangsverwindungen können insbesondere bei Isoliergläsern, deren Randverbund nur eine begrenzte Kaltverformung erlaubt, eine maßgebende Randbedingung darstellen. Bei entsprechend sorgfältiger Planung sind Verformungen bis zu 1/40 der Fassadenspannweite möglich. Beim Typ 2 werden Windsog- und Winddrucklasten jeweils durch Seile aufgenommen, die bereits in einen entsprechenden Polygonzug vorgeformt sind. Die erforderlichen Vorspannkräfte können daher wesentlich geringer sein als bei geraden Seilen. Die für den Polygonzug erforderlichen Seilumlenkkräfte können zwischen den Seilen durch Druckstäbe aufgenommen werden, so dass die bekannten Fischbauchseilnetze entstehen. Um die primären Seile (Seillänge l1) senkrecht in der Verglasungsebene zu stabilisieren, sowie zur Aufnahme von ungleichmäßig verteilten Fassadenlasten, können stabilisierende Seile (Seillänge l2) in einem Winkel zu den primären Seilen angeordnet werden. Sofern sich die Seillängen in beiden Richtungen nicht wesentlich voneinander unterscheiden (ca. l2/l1 < 1,5), können auch beide Seilrichtungen als Tragseilrichtung eingeplant werden.

3.2 Seilendverankerungen Neben den Verformungsbedingungen der Fassade können auch die Tragfähigkeit und die Steifigkeit der übergeordneten Tragkonstruktion maßgebend für den Seilnetztyp sein. Häufig können die erforderlichen hohen Vorspannkräfte für gerade Seile nicht verankert werden. Um auch unter Temperaturänderungen und Anschlusspunktverformungen die Seilvorspannungen in einem geringen Schwankungsbereich zu kontrollieren, können Ausgleichsfedern an den Seilendverankerungen eingesetzt werden.

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3.3 Glashalter Die Verbindung zwischen der Verglasung und dem Seilnetz erfolgt punktuell. Spideranschlüsse mit Bohrungen in den Gläsern (Bilder 6 und 8) sind die bislang am häufigsten angewandte Form. In den letzen Jahren zeigte sich ein deutlicher Trend zu geklemmten Verbindungen (Bilder 4, 7 und 9), für die eine Bohrung der Gläser nicht erforderlich ist.

4 Seilnetzfassaden mit explosionshemmender Funktion 4.1 Konventionelle Fassaden mit höchster Flexibilität Seit den Anschlägen auf die World Trade Center Tower in New York 2001 werden vermehrt explosionshemmende Seilnetzfassaden errichtet. Als explosionshemmend können insbesondere Seilnetzfassaden mit geraden Seillinien ausgebildet werden. Durch die Nachgiebigkeit dieses Fassadentyps können Explosionsdruckwellen besser „weggefedert“ werden, und eine höhere aerodynamische Dämpfung ist möglich. Für kleinere Explosionslasten kann bereits ein ausreichender Schutz erzielt werden, wenn die Verformungen in allen Details der Fassade aufgenommen werden können. Ein Beispiel für eine in dieser Art ausgebildete Fassade zeigt Bild 8.

Bild 6. Spideranschluss, Court Square Project, Long Island, USA Fig. 6. Spider connection, Court Square Project, Long Island, USA

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

4.2 Sonderfassaden mit speziellen Anschlüssen Für höhere Lasten und/oder höhere Schutzanforderungen sind spezielle Anschlüsse erforderlich, die die Spannungen und Kräfte in den Bauteilkomponenten verringern oder die Resttragfähigkeit des Systems vergrößern [13]. Ein Beispiel für diesen Fassadentyp zeigt Bild 9. Während eine Druckwelle auf eine Fassade wirkt, können zwei Hauptphasen definiert werden, in denen verschiedene Anschlüsse aktiviert werden. In Bild 10 ist eine Definition der Phasen dargestellt [14]. In Phase 1 trifft die Druckwelle auf die Glasscheiben der Seilnetzfassade. Dabei werden die Glashalter aktiviert und die Kräfte an die Seile weitergeleitet. Durch Verwendung der in Abschnitt 4.3 beschriebenen plastisch verformenden Anschlüsse zwischen den Glasklemmen und den Seilen kann bereits in dieser Phase Explosionsenergie absorbiert werden. Hierdurch resultieren geringere Oberflächenzugspannungen in den Gläsern und geringere Seilkräfte als bei starren Kopplungen zwischen den Klemmen und den Seilen. In Phase 2 steigen die Spannungen in den Gläsern sowie die Seilkräfte weiter an. Für den Fall, dass die Glasscheiben brechen, sorgen die im Abschnitt 4.4 beschriebenen Glasklemmhalter für die Lagesicherung der gebrochenen Verbundglasscheiben. Die im Abschnitt 4.5 beschriebenen Seilendverankerungen können in dieser Phase zu einer gezielten Energiedissipation beitragen und die maximalen Verankerungskräfte an der Haupttragstruktur begrenzen.

Bild 8. Explosionsgeschützte Seilnetzfassade Court Square Project, Long Island, USA Fig. 8. Explosion resistant cable net facade Court Square Project, Long Island, USA

4.3 Glasklemme-Seil-Anschluss Der im Bild 11 dargestellte Anschluss zwischen der Glasklemme und dem Seil ermöglicht durch die Umwandlung von Bewegungsenergie in Verformungsenergie eine we-

Bild 9. Explosionsgeschützte Eingangsfassade des World Trade Center Tower 7, New York Fig. 9. Explosion resistant lobby facade of the World Trade Center Tower 7, New York

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

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

Seil-Glas-Anschluss

plastische Verformung

Punkthalter

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

sentliche Reduzierung der Glasspannungen sowie der Seilkräfte. So kann bereits in der Phase 1 entweder verhindert werden, dass die Glasscheiben brechen oder dass im Falle des Glasbruchs sich Splitter mit zu großer Geschwindigkeit von der Verbundglasfolie lösen. Verformt wird ein Crashkörper, z. B. aus Aluminiumschaum, der zwischen der Glasklemme und der Seilklemme positioniert wird. Damit das Eigengewicht der Verglasung auch nach dem Auslösen sicher übertragen wird, ist der zentrale Bolzen von der Crashverformung entkoppelt.

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

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können wesentlich höhere Lasten von der Verglasung aufgenommen werden bevor ganze Verbundglasscheiben herausbrechen, jedoch wirken so auch höhere Lasten auf die Seile. Bei diesem Anschluss wird eine perforierte Carbonplatte in die Glasscheibe mit einlaminiert. Die Carbonplatte ist durch Kevlarfäden biegeweich mit einem außerhalb der Glasscheibe liegenden Konus verbunden. Der Konus ist unter planmäßigen Einwirkungen lastfrei. Erst im Falle des Glasbruchs und einer größeren Verformung der Glasscheibe schlägt der Konus an den Klemmen an.

4.5 Seilendverankerungen Gerade Seile erfordern eine entsprechend hohe axiale Vorspannung, um die Verformungen unter Windlasten auf ein vertretbares Maß zu beschränken. Unter Explosionslasten besteht daher die Gefahr, dass die Seile überbeansprucht werden und reißen. Die neu entwickelte und in Bild 13 schematisch dargestellte Seilverankerung ist bis zu einer definierten Auslösekraft FA sehr steif, um unter planmäßigen Windlasten minimale Seilverformungen zu gewährleisten. Unter Explosionslasten löst die Seilendverankerung aus und ermöglicht eine kontrollierte Seillängung bei gleichzeitiger Energiedissipation. Bei der im Bild 13 dargestellten Variante wird die Auslösekraft durch eine Sollbruchstelle im primären Lastpfad bestimmt. Nach der Auslösung wird die axiale Zugkraft auf einen sekundären Lastpfad umgeleitet, in dem ein oder mehrere Crashkörper, z. B. aus Aluminiumschaum, integriert sind. In den Crashkörpern wird eine aufnehmbare Fließkraft (Crashkraft) FC aktiviert, die kleiner ist als die Auslösekraft FA. Je geringer die Verfestigung der Crashkörper ist, desto größer sind Crashverformung bis zum Erreichen der Seilbruchkraft und die mögliche Dissipationsenergie, die definiert ist als Integral der Crashkraft über die Crashverformung. Durch die neuen Seilendverankerungen werden somit zwei wesentliche Effekte erzielt: (1) signifikante Energiedissipation infolge großer plastischer Verformungen der Seilendverankerung (2) Reduktion und Kontrolle der Seilkräfte und damit Reduktion und Kontrolle der Kräfte, die an die Rahmenkonstruktion weitergeleitet werden. Diese Aspekte werden in Abschnitt 5.4 noch genauer diskutiert.

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

Bei der Entwicklung geeigneter Seilendverankerungen standen im Vordergrund: – eine geringe Tragfähigkeitszunahme der Auslösesicherung unter hohen Verzerrungsraten – eine geringe Streuung der Auslösekraft FA – eine geringe Streuung der Crashkraft FC und – eine möglichst hohe Energiedissipation (d. h. ein möglichst ideal plastisches Verhalten nach der Auslösung). Die neu entwickelten Seilendverankerungssysteme wurden quasistatisch sowie mit realistischen Verformungsgeschwindigkeiten getestet, wie sie unter Explosionslasten auftreten (1 m/s bis 5 m/s).

5 Entwicklung eines Bemessungstools Das Tragverhalten von explosionshemmenden Seilnetzfassaden ist äußerst komplex. Dies gilt insbesondere dann, wenn das nichtlineare Verhalten der in Abschnitt 4.5 diskutierten Seilendverankerungen berücksichtigt werden soll. Im Rahmen eines gemeinsamen Projektes vom Lehrstuhl für Baustatik der Universität der Bundeswehr in München und Gartner Steel and Glass GmbH in Würzburg wurden die Abhängigkeiten der unterschiedlichen Parameter untereinander bei einer normierten Explosionslast untersucht. Die Ergebnisse wurden in ein mit Microsoft Excel entwickeltes Bemessungstool umgesetzt [15], das vor

allem im Rahmen von Vorbemessungen und Parameterstudien zum Einsatz kommt.

5.1 Parameterauswahl Als Belastungsszenario wurde die Schutzklasse GSA D (Tabelle 1) gewählt. Dies ist ein in den USA gebräuchliches Schutzniveau für Gebäude mit erhöhten Sicherheitsanforderungen. In Tabelle 3 sind die untersuchten Parameterkombinationen zusammengefasst. Zunächst wurden die fünf in Bild 14 dargestellten idealisierten Kraft-Verformungs-Kurven für Seilendverankerungen (SEV) als Parameter festgelegt. Das Verhältnis von Auslösekraft zu Crashkraft beträgt bei allen Seilendverankerungen 60 % (FA/FC = 0,6). Hierdurch wird sichergestellt, dass auch unter den in Versuchen bestimmten Streuungen der Kräfte die Auslösekraft höher ist als die Crashkraft. Die fünf SEV-Varianten unterscheiden sich im plastischen Verfestigungsbereich (Bild 14). Bei SEV 1 ist die Steifigkeit kpl doppelt so groß wie bei SEV 2. SEV 3 verfügt über ein ideal plastisches Fließplateau ohne Verfestigung. SEV 1, 2a und 3a verhalten sich plastisch ohne Verformungsbegrenzung. Bei SEV 2b und 3b hat sich das Crashmaterial nach einer Grenzverformung von 200 mm voll verdichtet und verhält sich danach wieder linear elastisch mit hoher Steifigkeit. Bei den Varianten SEV 2b und

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

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3b ist die plastische Energiedissipation somit beschränkt. Die Varianten SEV 1, 2a und 3a sind geeignet, um die maximal erforderliche plastische Grenzverformung zu ermitteln. Basierend auf diesen Ergebnissen können dann die entsprechenden Seilendverankerungen konstruiert werden, die über ein maßgeschneidertes Energiedissipations- und Verformungsvermögen verfügen. Bei allen SEV-Varianten beträgt die Auslösekraft FA das Doppelte oder Dreifache der Seilvorspannung V. Dadurch ist ein entsprechend steifer elastischer Anfangsbereich der Seilendverankerung sichergestellt. Die Vorspannung V hängt wiederum vom Seildurchmesser bzw. von der Grenzzugkraft ZR,d des Seiles ab. Der Vorspanngrad beträgt üblicherweise zwischen 20 % und 60 % der Grenzzugkraft ZR,d des Seiles. Aus diesem Grund wurden die drei Vorspanngrade 0,2 ZR,d, 0,4 ZR,d und 0,6 ZR,d gewählt. Wie bereits dargestellt, ist bei geradlinig geführten Seilen zumeist eine hohe Seilvorspannung erforderlich, um die Verformungen der Fassade zu begrenzen. Auf der anderen Seite müssen die hohen Vorspannkräfte von angrenzenden Bauteilen (z. B. Rahmenkonstruktion) aufgenommen werden. Dies ist frühzeitig bei der Planung des Gebäudes zu beachten. Die Seildurchmesser werden vor allem in Abhängigkeit von der Belastung und von der Fassadenhöhe h festgelegt. Aus diesem Grund wurden den Seildurchmessern sinnvolle Fassadenhöhen h zugeordnet (Tabelle 3). BeiTabelle 3. Übersicht der untersuchten Parameter und der sich daraus ergebenden Kombinationen bzw. erforderlichen numerischen Simulationen Table 3. Overview of analyzed parameters and required combinations and numerical simulations Typ SEV

FA kN

V kN

d mm

h m

sb m

SEV 1

2·V

0,2 · ZR,d

20,5

1,5

SEV 2a

3·V

0,4 · ZR,d

2,0

2,5

SEV 3a

3,0

SEV 3b

SEV 2b

0,6 · ZR,d

24,1

28,6

spielsweise wird ein Seil mit dem Durchmesser 20,5 mm typischerweise für Fassadenhöhen kleiner als 20 m gewählt. Insgesamt ergeben sich damit 16 sinnvolle Kombinationen von Seildurchmesser und Fassadenhöhe (Tabelle 3), wobei in der vorliegenden Studie Fassadenhöhen zwischen 12 m und 36 m betrachtet wurden. Der horizontale Abstand der vertikalen Tragseile entspricht der Scheibenbreite sb. Hier wurden vier mögliche Werte zwischen 1,50 m und 3 m untersucht. Insgesamt ergeben sich damit 1920 Kombinationsmöglichkeiten der Parameter Seilendverankerung (SEV), Auslösekraft FA, Vorspannung V, Seildurchmesser d, Fassadenhöhe h und Scheibenbreite sb.

5.2 Modellbildung Für die Simulationen wurde zunächst ein numerisches Modell entwickelt, das die wesentlichen Phänomene abbildet (Bild 15). Um die Berechnungszeiten zu reduzieren, wurde die vertikal vorgespannte Seilnetzfassade schrittweise durch Ersatzmodelle verschiedener Komplexität abgebildet. Zunächst wurde das am stärksten belastete vorgespannte Seil mit den angrenzenden Glasscheiben als Streifenausschnitt betrachtet (Bild 15a). Die ersten Simulationen haben jedoch gezeigt, dass die Berechnungsdauer in Anbetracht der durchzuführenden Parameterstudien trotz dieser Vereinfachung einen nicht akzeptablen Wert annimmt. Daraufhin wurden die Glasscheiben und die Glashalter durch entsprechende Ersatzmassen Mn abgebildet (Bild 15b). Die eingeführten Ersatzmassen Mn sind abhängig von der Scheibenhöhe sh, von der Scheibenbreite sb, von der Dichte und der Dicke der Glasscheiben sowie vom Gewicht des Glashalters. Man erkennt in Bild 15 auch die als Feder dargestellten Seilendverankerungen. Diesen Federn wurde ein nichtlineares Kraft-Verformungs-Verhalten zugeordnet, um die in Bild 14 dargestellten Kraft-Verformungs-Beziehungen

18 24 30

32,1

18 24 30 36

36,6

18 24 30 36

Anzahl Kombinationen: 5

→ insgesamt 1920 Simulationen

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

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

Durchmesser d mm

Bruchkraft ZB,k kN

Grenzmetall. zugkraft Querschnitt ZR,d Am kN mm2

Typ

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

der untersuchten Seilendverankerungen abbilden zu können. Üblicherweise wird ein offenes Spiralseil nach DIN EN 12385 [16] aus Edelstahl verwendet. Eine Auswahl typischer Spiralseiltypen und die dazugehörigen Eigenschaften ist in Tabelle 4 dargestellt. Aufgrund der verwendeten Seilendverankerungen ist sichergestellt, dass sich das Seil stets im elastischen Bereich verformt. Aus diesem Grund wurde in den Berechnungen ein isotropes, linear elastisches Materialmodell (E-Modul 130 GPa) für das Spiralseil angesetzt. Für die Verbundsicherheitsglasscheiben (VSG) wurden eine konstante Scheibenhöhe von 2 m, eine variable Scheibenbreite sb zwischen 1,50 m und 3 m und eine Scheibendicke von 2 × 12 mm angenommen. Das strukturdynamische Verhalten der VSG-Scheiben wurde im Rahmen dieser Studie nicht untersucht. Lediglich die Masse und damit die Abmessungen der Scheiben sind für die Strukturantwort der Seilnetzfassade zu berücksichtigen (Ersatzmodell Bild 15b). Soll das dynamische Verhalten der Glasscheiben inklusive Versagen mit berechnet werden, so müssen die VSG-Scheiben durch Schalen- oder Volumenelemente unter Berücksichtigung entsprechender Materialmodelle mit modelliert werden. Die notwendigen Berechnungszeiten steigen erheblich, so dass sich auch der Wechsel von einem impliziten Berechnungsverfahren (z. B. mit Sofistik, Abschnitt 5.3) zu einem expliziten Zeitintegrationsverfahren anbietet, z. B. mit LS-Dyna oder Ansys Autodyn. Diese Möglichkeiten der vollständigen Abbildung des dynamischen Verhaltens einer Seilnetzfassade inklusive Versagen werden zurzeit von den Verfassern untersucht.

5.3 Dynamische Analysen Insgesamt wurde also das dynamische Verhalten von 1920 verschiedenen Seilnetzfassaden unter der normierten Explosionsbelastung GSA D untersucht. Die numerischen Simulationen wurden mit dem FEM-Programm Sofistik [18] durchgeführt. Für die dynamischen Analysen bietet Sofistik verschiedene direkte Integrationsverfahren an. Im Rahmen dieser Studie wurde ein Verfahren mit einer guten numerischen Dämpfung hoher Frequenzen gewählt (Kombination aus der Wilson-θ-Methode und der Newmark-Methode). Für nähere Erläuterungen dieser impliziten Berechnungsverfahren sei auf [18] und [19] verwiesen.

Als Berechnungsdauer wurde die halbe Periodendauer gewählt, da die maximale Verformung der Seilnetzfassade bei der gewählten Explosionsbelastung innerhalb der ersten halben Schwingungsperiode auftritt. Wird das Tragverhalten unter einer Detonationsbelastung mit einem vollständigen reflektierten Druck-Zeit-Verlauf unter Berücksichtigung der Sogphase untersucht, so muss die Berechnungszeit deutlich länger gewählt werden, da die Sogphase länger andauert als die Überdruckphase und die maximale Verformung der Seilnetzfassade nicht in der ersten Schwingungsperiode auftreten muss ([6], [11]). Mit Hilfe einer Modalanalyse wurde deshalb zunächst die erste maßgebliche Eigenfrequenz bestimmt. Der Kehrwert der Eigenfrequenz ist die Periodendauer T. Die Überdruckphase der Explosionsbelastung wurde mit 50 Zeitschritten abgebildet (Zeitschrittweite Δt = td,lin/50). Um die Genauigkeit der Ergebnisse zu gewährleisten, wurde dieser Zeitschritt auch für die weitere Berechnung beibehalten. Aus Gründen der numerischen Stabilität wären auch größere Zeitschritte möglich.

5.4 Ausgewählte Ergebnisse Im Folgenden werden einige ausgewählte Untersuchungsergebnisse diskutiert. Schwerpunkt der Ergebnisauswahl ist die Darstellung des Einflusses der unterschiedlichen SEV-Varianten auf die Verformungen der Fassade und des Crashmaterials der Seilendverankerung. Prinzipiell nehmen die Eigenfrequenzen mit zunehmender Fassadenhöhe ab, während eine höhere Vorspannung wiederum zu einer Erhöhung der Eigenfrequenzen führt. Je höher die Eigenfrequenzen, desto steifer reagiert das System und desto geringer werden bei einer definierten impulsartigen Belastung die Verformungen. Die erste Eigenfrequenz einer Seilnetzfassade liegt je nach Vorspannung, Seildurchmesser, Fassadenhöhe und Scheibenbreite im Bereich zwischen 0,5 und 3 Hz. Vor allem bei den Randscheiben dominieren jedoch höherfrequente Schwingungen, was bei der Bemessung berücksichtigt werden muss. Größere Seilvorspannungen führen zu einer Versteifung des Systems und damit zu einer Reduktion der Verformungen der Fassade. Die Verformungen werden aber auch maßgeblich durch die verwendeten Seilendverankerungen beeinflusst. Eine höhere Auslösekraft der Seilendverankerung führt zu einer späteren Auslösung der Seilendverankerung und damit ebenfalls zu einer Verringerung der Fassadenverformung. Je größer die Breite der Glasscheiben (bzw. der Abstand der vertikalen Seile), desto größer wird die abzutragende Masse pro Seil. Dies führt zu geringeren Eigenfrequenzen und damit zu einer Zunahme der maximalen Fassadenverformungen. In Bild 16 sind die maximalen Verformungen in Fassadenmitte in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe und vom Seildurchmesser für die Seilendverankerung SEV 1 dargestellt, wobei die Auslösekraft FA doppelt so groß wie die Vorspannung gewählt wurde. Das Seil wurde mit 40 % der Seil-Grenzzugkraft vorgespannt. Die Verformung in Fassadenmitte nimmt annähernd proportional zur Fassadenhöhe zu. Als pragmatische Grenzwerte der zulässigen Durchbiegungen wurden hier definiert: für Explosionslasten h/10 und für Windlasten h/50. Die Grenze h/10 gilt üblicherweise für explosionshem-

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

mende Seilnetzfassaden ohne spezielle Seilendverankerungen. Aufgrund der lokalen plastischen Verformungen der neu entwickelten Seilendverankerungen kann das Limit h/10 nicht ohne weiteres auf die neu entwickelten Systeme übertragen werden. Mit zunehmendem Seildurchmesser erhöht sich ebenfalls die Grenzzugkraft ZR,d des Seiles. Dadurch vergrößern sich aufgrund der gewählten Parameterabhängigkeiten (Abschnitt 5.1) auch die Seilvorspannung und die Auslösekraft FA der Seilendverankerung. Dies führt zu einer Versteifung des Systems und damit zu einer Abnahme der Verformungen. Bei Verwendung der Varianten SEV 2a und 2b werden die Verformungen der Fassade größer, da die Seilendverankerungen SEV 2a und 2b nach Auslösung über eine geringere Steifigkeit im plastischen Bereich verfügen als die Seilendverankerung SEV 1 (Bild 14). In Bild 17 sind die maximalen Verformungen in Fassadenmitte in Abhängigkeit von Fassadenhöhe und Seildurchmesser bei Verwendung der Seilendverankerung SEV 3a dargestellt. Die Verformungen in Fassadenmitte sind für alle dargestellten Seildurchmesser um ca. 250 mm größer als bei Verwendung der Seilendverankerung SEV 1. Für die Seildurchmesser 20,5 mm und 24,1 mm liegen die Kurven teilweise außerhalb der hier definierten zulässigen Grenze von h/10 für Explosionsbelastungen. Die großen Verformungen in Fassadenmitte sind jedoch auf die größeren Verformungen des Crashmaterials in der Seilendverankerung zurückzuführen. Durch die plastische Verformung des Crashmaterials wird aber auch ein bedeutender Anteil der Explosionsenergie dissipiert. Die Seilendverankerung SEV 3b verfügt über ein ideal plastisches Fließplateau ohne Verformungsbegrenzung, was eine deutlich größere Energiedissipation erlaubt. Dies hat jedoch zur Folge, dass die Verformungen in Fassadenmitte signifikant ansteigen. Die berechneten Verformungen sind in Bild 18 dargestellt. Ein wesentlicher Dimensionierungsparameter ist die zulässige Grenzverformung ulim (Bild 13) der Seilendver-

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Bild 17. Seilendverankerung SEV 3a: Maximale Verformung in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe h und vom Seildurchmesser d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d) Fig. 17. Cable end connector SEV 3a: Maximum façade center deflection depending on façade height h and cable diameter d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)

Bild 18. Seilendverankerung SEV 3b: Verformung in Fassadenmitte in Abhängigkeit von der Fassadenhöhe h und vom Seildurchmesser 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 cable diameter d (FA = 2V, V = 0,4 ZR,d)

ankerung. Nach dem Überschreiten von ulim ist die Kompression des Crashmaterials abgeschlossen. Eine unendliche Verformung des Crashmaterials – so wie es bei SEV 2a und 3a angenommen wird – ist baupraktisch nicht realisierbar. Aus diesem Grund wurde für die Seilendverankerungen SEV 2b und 3b die Grenzverformung ulim = 200 mm festgelegt. Bei ulim ist das Crashmaterial maximal verdichtet. Weiterhin ist es wichtig, ulim auf die Geometrie der Seilnetzfassade so abzustimmen, dass sich die Seilnetzfassade unter Explosionsbelastungen ausreichend verformen kann, um genügend Energie zu dissipieren. Im Umkehrschluss kann mit den Seilendverankerungen SEV 1, 2a und 3a die erforderliche Grenzverformung für eine definierte Seilnetzfassade ermittelt werden. Beispielsweise sind in den Bildern 19 und 20 die Verformungen der Seilendverankerungen in Abhängigkeit vom Seil-

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5.5 Diskussion

Bild 19. Seilendverankerungen SEV 1, 2a und 2b: Verformung Crashmatererial in Abhängigkeit vom Seildurchmesser d 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: Deformation 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: Verformung Crashmaterial in Abhängigkeit vom Seildurchmesser d für verschiedene Vorspanngrade (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V) Fig. 20. Cable end connectors SEV 3a and 3b: Deformation crash material depending on cable diameter d for different pre-stress levels (h = 18 m, sb = 1,50 m, FA = 2V)

durchmesser für eine 18 m hohe Seilnetzfassade mit 1,50 m breiten Scheiben dargestellt. Die Verformung des Crashmaterials ist bei sich im plastischen Bereich versteifenden Crashmaterial (SEV 1, 2a, 2b, Bild 19) deutlich geringer als bei Verwendung eines ideal plastischen Crashmaterials (SEV 3a, 3b, Bild 20). Mit zunehmender Vorspannung nehmen die Verformungen der Seilendverankerung SEV 3a deutlich ab, während die Verformung der Seilendverankerung SEV 3b auf etwa 200 mm begrenzt ist (Bild 20). Für einen Seildurchmesser von 28,6 mm ergibt sich bei 40 % Vorspannung eine erforderliche Grenzverformung von ca. 525 mm. Bei 60 % Vorspannung sinkt dieser Wert auf ca. 350 mm. Dies sind die erforderlichen Verformungen, die im Crashmaterial der Seilendverankerung aufnehmbar sein sollten.

Durch die Verwendung der Seilendverankerungstypen als dissipative Elemente wird ein duktiles Verhalten der Seilnetzfassade unter Explosionsbelastungen gewährleistet. Dabei erfolgt die Bildung plastischer Gelenke im vordefinierten duktilen Bereich (Crashmaterial) der Seilendverankerungen, während die Seile im elastischen Bereich verbleiben. Dadurch werden unbekannte plastifizierte Stellen in der Seilnetzfassade verhindert, und es wird eine höhere passive Sicherheit gegen sprödes Versagen erreicht. Die Beanspruchung in der Fassade wird bei der Sicherstellung der erforderlichen Crashköperstauchung (Grenzverformung) begrenzt. Wird eine zu niedrige Grenzverformung gewählt, so führt dies nach dem Anschlag des Crashmaterials zu einer Versteifung und einer deutlichen Steigerung der Kräfte in der Seilendverankerung und damit im Seil. Insbesondere bei den Seilendverankerungen SEV 3a und 3b treten sehr große Verformungen in der Fassadenmitte auf. Diese Verformungen sind zum Teil auch deutlich größer als die hier zulässig definierte Verformung von h/10 (Bild 18). Dies bedeutet jedoch nicht zwangsläufig, dass die großen Durchbiegungen auch zu großen Beanspruchungen führen, da die Fassadendurchbiegung vor allem auf eine plastische Verformung des Crashmaterials der Seilendverankerung zurückzuführen ist. Damit tritt die Verformung an einer bekannten und entsprechend dimensionierten Stelle in der Fassade auf. Die relativen Verformungen zwischen den Seilen und Scheiben sind wesentlich geringer. Damit sind die Beanspruchungen in der Seilnetzfassade trotz der großen Verformungen begrenzt. Dies gilt zum einen für die Kräfte im Seil und zum anderen für die Spannungen im Glas und in den verschiedenen Verbindungsmitteln. Durch die Reduktion der Seilkräfte werden auch die Auflagerkräfte geringer, die an die Rahmenkonstruktion weitergeleitet werden. Durch die Verwendung der neuen Seilendverankerungen wird somit auch die Beanspruchung der angrenzenden Bauteile kontrolliert und reduziert. Die Crashmaterialen sollten über eine möglichst hohe Crashkraft bei einem gleichzeitig möglichst ausgeprägten plastischen Fließbereich verfügen. In Rahmen der numerischen Untersuchungen wurde ein Verhältnis der Mittelwerte von Auslösekraft FA zu Crashkraft FC von 0,6 gewählt. Dieser Wert zeigte sich als umsetzbar in den experimentellen Untersuchungen der Fa. Gartner. Je höher dieses Verhältnis ist, desto höher ist das Dissipationsvermögen der Seilendverankerung. Die begleitenden experimentellen Untersuchungen haben gezeigt, dass ein ideal plastisches Verhalten auch unter höheren Verzerrungsraten nur bedingt umsetzbar ist. Je nach Materialwahl ist eine mehr oder weniger ausgeprägte Verfestigung zu beobachten. Die Variante SEV 1 entspricht einem eher steifen Verhalten nach Auslösung, während sich die Varianten SEV 2a und 2b deutlich weicher verhalten (Bild 14). Durch Verwendung von Reibplatten anstelle von Crashmaterial kann ein fast ideal plastisches Verhalten nach der Auslösung sichergestellt werden (Varianten SEV 3a und 3b). In den Versuchen zeigte sich dann jedoch eine größere Streuung der Crashkraft FC. Im Einzelfall empfiehlt sich tendenziell, das weichere Crashmaterial (Varianten SEV 2a und 2b) einzubauen, weil

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dieses mehr Energie absorbieren kann als die steifere Variante SEV 1. Beim steiferen Material wird weniger Energie gespeichert und dadurch werden die Beanspruchungen in den Seilen und Scheiben größer. Des Weiteren ist eine möglichst genaue Bestimmung der Auslösekraft FA wichtig. Zusätzlich sollte die Auslösekraft an die Geometrie der Seilnetzfassade angepasst sein, damit die Seilendverankerung unter Explosionsbelastungen bei steigenden Seilkräften im entscheidenden Moment ausgelöst wird. Sonst ist ein duktiles Verhalten der Seilnetzfassade nicht gewährleistet, und die zu übertragenden Kräfte in den Seilen können zu groß werden, und das System versagt.

5.6 Bemessungstool mit Microsoft Excel Die umfangreichen Untersuchungsergebnisse wurden in ein mit Excel entwickeltes Bemessungstool implementiert. Bild 21 zeigt einen Screenshot des Programms. Die Ergebnisse wurden als Datentabelle hinterlegt und nach Eingabe der Parameter Fassadenhöhe, Seilendverankerung (Typ und Auslösekraft), Seilvorspannung, Seildurchmesser und Scheibenbreite werden die folgenden Ergebnisse ausgegeben: Verformung in Fassadenmitte, Verformung des Crashmaterials der Seilendverankerung und erste Eigenfrequenz der Seilnetzfassade. Das Programm führt keine eigene Berechnung durch, sondern gibt die Ergebnisse auf Basis der durchgeführten numerischen Simulationen zurück. Zusätzlich werden die Ergebnisse auf Wunsch in Diagrammform dargestellt. Die Ergebnisse werden dabei in Abhängigkeit von einem frei wählbaren Parameter Seildurchmesser, Fassadenhöhe, Scheibenbreite, Auslösekraft der Seilendverankerung oder Seilvorspannung dargestellt. Das Bemessungstool ist abgestimmt auf die in Abschnitt 4.5 beschriebenen und von Gartner Steel and Glass GmbH patentierten Seilendverankerungen. Das Bemessungstool wurde bisher nur für vertikal vorgespannte Seilnetzfassaden bei einem Explosionssze-

nario gemäß Schutzklasse GSA D entwickelt. Die Erweiterung auf andere Belastungsszenarien oder zweiachsig vorgespannte Seilnetzfassaden ist möglich.

6 Zusammenfassung Es gibt verschiedene Möglichkeiten, Explosionslasten zu ermitteln. Insbesondere den numerischen Berechnungsverfahren kommt eine immer größere Bedeutung zu. Gleichzeitig werden seit einigen Jahren vermehrt (normierte) Explosionsszenarien gefordert. Seilnetzfassaden mit geradlinig geführten Seilen weisen bereits unter Windbelastungen hohe Verformungen auf. Unter Explosionslasten können bei sorgfältig geplanten Details die Verformungen noch um ein Vielfaches gesteigert werden, ohne dass es zu einem Herausfallen der Scheiben oder zu einem Reißen der Seile kommt. Dieser Fassadentyp ist daher prädestiniert, um Druckwellen wegzufedern und eine hohe Schutzfunktion für Personen hinter der Fassade zu gewährleisten. Wesentliche Systemoptimierungen sind in den Glaslagerungen, den Verbindungen zwischen den Glaslagerungen und der Seile sowie in den Seilendanschlüssen möglich. Durch elasto-plastische Komponenten in den Verbindungen zwischen den Glaslagerungen und den Seilen werden die Spannungen in den Gläsern und die Kräfte in den Seilen stark reduziert. Sollten die Gläser dennoch brechen, sind die Geschwindigkeit der ablösenden Splitter und somit die Schäden wesentlich geringer. Damit gebrochene Verbundglasscheiben in der Fassade hängen bleiben, können resttragfähige Glaslagerungen verwendet werden. Bei der hier vorgestellten Variante wird eine Platte in die Verbundfolie einlaminiert und mit der Seilklemme mechanisch verbunden. Um die Seile und die Randeinfassung der Fassade vor Überlastungen zu schützen, können auch die Seilendverankerungen elasto-plastisch ausgeführt werden. Die hier dargestellten Varianten besitzen eine Sollbruchstelle, die bei 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. Dadurch bildet sich ein plastisches Zugkraftgelenk in der Seilendverankerung, während die Seile im elastischen Bereich verbleiben. Unbekannte plastifizierte Stellen in der Seilnetzfassade werden so vermieden, und es wird eine höhere passive Sicherheit gegen Versagen erreicht. In einer Parametervariation wurden verschiedenste Fassaden numerisch untersucht. Die Ergebnisse sind in ein Bemessungstool auf Excel-Basis eingeflossen, mit dem schnell Lösungen für die Vordimensionierung von energieabsorbierenden Seilendverankerungen ermittelt werden können. Literatur [1] Wharton, R. K., Formby, S. A., Merrifield, R.: Airblast TNT equivalence for a range of commercial blasting explosives. Journal of Hazardous Materials, 79 (2000), S. 31–39. [2] Gebbeken, N., Döge, T.: Der Reflexionsfaktor bei der senkrechten Reflexion von Luftstoßwellen an starren und an nachgiebigen Materialien. Bauingenieur, 81 (2006), Heft 11, S. 496–503. [3] Gebbeken, N., Döge, T.: Vom Explosionsszenario zur Bemessungslast. Der Prüfingenieur, 29 (2006), S. 42–52. [4] Gebbeken, N. Döge, T.: Explosion Protection – Architectural Design, Urban Planning and Landscape Planning. International Journal of Protective Structures, 1 (2010), No. 1, S. 1–21. [5] Teich, M., Gebbeken, N.: Structures subjected to low-level blast loads: Analysis of aerodynamic damping and fluidstructure interaction. ASCE Journal of Structural Engineering (eingereicht und akzeptiert zur Veröffentlichung 2012). [6] Teich, M., Gebbeken, N.: The Influence of the Underpressure Phase on the Dynamic Response of Structures Subjected to Blast Loads. International Journal of Protective Structures, 1 (2010), No. 2, S. 219–233. [7] US General Services Administration: Security Design Criteria. General Services Administration (GSA), Interagency Security Committee (ISC) (for official use only), 2001. [8] International Organization for Standardization: ISO 16933: 2007: Glass in building – Explosion-resistant security glazing – Test and classification for arena air-blast loading. [9] Johnson, N. F.: International Standards for Blast Resistant Glazing. Journal of ASTM International, 3 (2006), No. 4, S. 1–16. [10] Krauthammer, T., Altenberg, A.: Negative phase blast effects on glass panels. International Journal of Impact Engineering, 24 (2000), No. 1, S. 1–17.

[11] Teich, M., Warnstedt, P., Gebbeken, N.: The Influence of Negative Phase Loading on Cable Net Facade Response. ASCE Journal of Architectural Engineering (zur Veröffentlichung eingereicht, Sep. 2010). [12] US General Services Administration: GSA-TS01-2003: Standard Test Method for Glazing and Window Systems – Subject to Dynamic Overpressure Loadings. [13] Wellershoff, F.: Blast enhanced facades for the new World Trade Centre Towers. NY, Challenging Glass Conference Proceedings, S. 643–653, 2008. [14] Wellershoff, F.: Blast enhanced cable net facades. Glass Performance Days Finnland, Proceedings, 2011. [15] Nehring, G.: Zur Bemessung explosionssicherer Seilnetzfassaden. Diplomarbeit, Universität der Bundeswehr München, Lehrstuhl für Baustatik, 2010. [16] DIN EN 12385: Drahtseile aus Stahldraht – Sicherheit – Teil 1: Allgemeine Anforderungen. Deutsche Fassung EN 12385-1:2002 (A1:2008). [17] Seilbaukatalog: Pfeiffer Seil- und Hebetechnik GmbH, Memmingen, 2010. [18] FEM Software Sofistik Version 2010, Sofistik AG, Oberschleißheim, 2010. [19] Bathe, K. J.: Finite-Elemente-Methoden. Berlin: SpringerVerlag 1986.

Autoren dieses Beitrages: Prof. Dr.-Ing. Frank Wellershoff, frank.wellershoff@hcu-hamburg.de, 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, norbert.gebbeken@unibw.de, Dipl.-Ing. Martien Teich, martien.teich@unibw.de, Dipl.- Ing. Gordon Nehring, Institut für Mechanik und Statik, Fakultät für Bauingenieur- und Vermessungswesen, Universität der Bundeswehr München, Werner-Heisenberg-Weg 39, 85577 Neubiberg

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Fachthemen Ingbert Mangerig Robert Wagner Sascha Burger Otto Wurzer Cedrik Zapfe

DOI: 10.1002/stab.201201512

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

Beim Einsatz von Betondübeln in Bauwerken unter nichtruhenden Beanspruchungen sind hinreichende Erkenntnisse zum Ermüdungsverhalten erforderlich. Auf der Grundlage experimenteller Untersuchungen wurde unter Verwendung von Rechenansätzen des örtlichen Konzepts ein Berechnungsprinzip erarbeitet, welches einen zuverlässigen Nachweis gegen Versagen durch Werkstoffermüdung gestattet. Der vorliegende Beitrag schließt an den ersten, im Dezember 2011 erschienen Beitrag [28] an. The application of concrete dowels in composite constructions (Part 2) – Dynamic loading. Substantial understanding of fatigue properties of concrete dowels promotes applications of such composite structures in a non stationary load environment. Hence a calculation procedure was developed based on push-out tests, beam tests and numerical analysis of peak stress in order to provide a safe design against fatigue failure. This paper follows the first part, which was published at the end of 2011 [28].

3 Betondübel unter nicht ruhenden Einwirkungen 3.1 Allgemeines Als Voraussetzung für einen Einsatz von Betondübeln in Brücken- oder Industriebauwerken, bei denen neben der vorwiegend ruhenden Beanspruchung aus ständigen Einwirkungen zusätzlich ermüdungsrelevante Komponenten aus zeitlich veränderlichen Lasten auftreten, muss eine zuverlässige Beurteilung der Dauerhaf-

tigkeit ermöglicht werden. Als Ziel ist die Formulierung eines zutreffenden Nachweises zur Bestimmung der Sicherheit gegen Ermüdungsversagen zu verfolgen. Zwar gestatten geltende Regelwerke durch die Begrenzung von Spannungsschwingbreiten eine Abschätzung der Ermüdungssicherheit für die Einzelkomponenten Stahl und Beton, allerdings wird das Tragverhalten im Bereich der Stahlausnehmungen von komplexen Wechselwirkungen (Bild 21) zwischen Beton

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

und Stahl bestimmt, so dass zutreffende Aussagen nur auf der Basis von Erkenntnissen aus Ermüdungsversuchen zu gewinnen sind.

3.2 Experimentelle Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten Ein standardisierter Nachweis zur Ermüdungssicherheit von Betondübeln liegt bisher nicht vor und eine Eingruppierung in publizierte Kerbfälle nur durch Analogiebetrachtungen ist zwangsläufig mit Unsicherheiten behaftet. Um das Ermüdungsverhalten von Betondübeln beurteilen zu können, wurden deshalb zunächst experimentelle Untersuchungen an PushOut-Körpern durchgeführt. Da eine zutreffende Übertragbarkeit von Ergebnissen aus Push-Out-Tests auf Tragsysteme nicht zwangsläufig vorausgesetzt werden kann, war die Interaktion zwischen lokaler Lasteinleitung und globaler Tragwirkung an Trägerversuchen zu analysieren. Für eine Evaluierung der Ermüdungseigenschaften stehen zum gegenwärtigen Zeitpunkt die Ergebnisse von 43 Push-Out-Versuchen und 16 Trägerversuchen zur Verfügung. Hierbei wurden Fertigungsparameter, wie die Aussparungsgeometrie in Form und Größe, die Betongüte, die Betongurtdicke, die Betonüberdeckung, die Dübelbewehrung und die Blechdicke variiert. Die Wahl der den Versuchen zugrundeliegenden Lastkollektive richtete sich nach den jeweiligen Untersuchungszielen. Das bezogene Oberlastniveau λ0 wurde dabei als Quotient von der aufgebrachten Oberlast Po und der mittleren theoretischen quasi-statischen Traglast Pstat definiert. So dienten Versuche mit hohem Oberlastniveau (λ0 > 0,70) dem Zweck, ein Versagen zu provo-

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

zieren, um den Schadensmechanismus aufzuzeigen, mittlere Beanspruchungen (0,40 ≤ λ0 ≤ 0,70), um das reale Verhalten einzuordnen, wie es sich aufgrund einer Berechnung unter Einbeziehung von Sicherheitsbeiwerten ergibt, oder niedere Belastungshorizonte (λ0 < 0,40), um das Schlupfverhalten auf Relevanz hin zu prüfen. Eine zutreffende Beschreibung des Ermüdungsverhaltens von Betondübeln kann alleine auf der Basis von Push-Out-Versuchen nur angenähert gelingen. Es sind zusätzliche Schwingversuche an Verbundträgern erforderlich. Ein wesentlicher Grund für diese Forderung ist, dass insbesondere bei den Varianten mit obergurtlosen Stahlträgern die Überlagerung aus Haupttragwirkung und lokaler Lasteinleitung eine ausschließlich an den örtlichen Effekten orientierte Betrachtung nur eingeschränkt zulässt. Abhängig vom Verhältnis des Traganteils des Stahlprofils zur Tragfähigkeit des Gesamtquerschnitts können die Beanspruchbarkeiten der einzelnen Betondübel zur Aufrechterhaltung des Gleich-

gewichts lokal begrenzt Umlagerungen hervorrufen, die sich durch einen lastwechselzahlabhängigen Schlupfzuwachs auch vergrößern können. Die Trägertests (Bild 22) wurden in vier Serien mit insgesamt 16 Versuchen unterschiedlicher Parameterkonfiguration durchgeführt. In zwei Versuchsserien wurden Träger mit dem Betongurt im Druckbereich und bei zwei Serien im Zugbereich getestet [22]. Die Notwendigkeit von Trägern mit gezogenem Betongurt ergab sich aus der Zielvorgabe einer breiten Anwendungsmöglichkeit für Betondübel auch für Durchlaufsysteme. Innerhalb der vier Serien wurden die Verdübelungsgrade durch die Anzahl der eingebrachten Betondübel verändert. Die Verbundmittel wurden durchweg äquidistant angeordnet. Getestet wurde auf unterschiedlichen Mittellastniveaus bei verschiedenen Lastamplituden. Neben konstanten Beanspruchungskollektiven wurden die Auswirkungen von mehrstufigen Tests auf das Ermüdungsverhalten untersucht [22], [20] und [23].

3.2.1 Beobachtete Schadensszenarien bei Push-Out-Versuchen Als Schädigungsarten während der zyklischen Tests an Push-Out-Tests konnten Risse im Beton (Bild 23) und das Baustahlversagen an der Dübelaussparung (Bild 24) identifiziert werden. Die Risse im Beton wurden an einem einzigen Versuchskörper an den Innenflanken beobachtet, hatten aber keinen Einfluss auf die ertragbare Lastspielzahl. Die Oberlast lag bei diesem Versuch oberhalb der Gebrauchslasten und bei 80 % der mittleren theoretischen Tragfähigkeit.

3.2.2 Resttragvermögen von zyklisch beanspruchten Push-Out-Versuchen Eine wesentliche Erkenntnis aus den Ermüdungsversuchen an Push-OutTests war die Resttragfähigkeit nach zyklischer Einwirkung. Nach versagensfreiem Durchlaufen der Ermüdungstestphase wurden die Push-OutVersuche einem statischen Tragversuch unterzogen, um Aufschlüsse über

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len Tragstrukturen den Push-Out-Tests vergleichbare Beanspruchungen vorliegen, der Einfluss aus der Haupttragwirkung im Bereich der Dübel also gering bleibt.

3.2.3 Aus Push-Out-Tests abgeleitetes Verformungsverhalten unter zyklischer Belastung

Bild 23. Betonausbrüche am Dübelfuß Fig. 23. Cone fracture at the dowel base

Bild 24. Ermüdungsrisse im Stahlblech Fig. 24. Fatigue cracks

das Resttragvermögen zu erhalten. Generell wiesen diese Versuche ein unmittelbar vergleichbares Last-Verformungs-Verhalten auf, wie die Versuche ohne vorherige zyklische Belastung. Das experimentell ermittelte Tragvermögen zeigte bei sämtlichen Versuchen eine gute Korrelation mit dem für vorwiegend ruhend beanspruchte Einwirkungen geltenden Berechnungsansatz. In Bild 25 sind die Versuche

zur Ermittlung des Resttragvermögens der Grundgesamtheit der ausschließlich statisch getesteten Versuche in Form eines Pt/Pe-Diagramms gegenübergestellt. Auf der Abszisse sind die theoretischen Erwartungswerte und auf der Ordinate die experimentell verifizierten Werte des Tragvermögens aufgetragen. Die Einordnung der Versuche zum Resttragvermögen in den experimentellen Gesamtkontext (graue Symbole) zeigt, dass eine übermäßige Schädigung durch die Ermüdungsbeanspruchung nicht stattgefunden hat. Statistisch belegt wird dies in [22] durch einen nichtparametrischen Test. Vergleichbare Resttragfähigkeiten ergaben sich bei entsprechender Versuchsdurchführung mit Push-OutVersuchen auch bei Anwendung von hochfestem Beton [18]. Basierend auf diesen Ergebnissen wäre bei alleiniger Betrachtung von Push-Out-Tests eine Trennung der Nachweise zur statischen Tragfähigkeit und Ermüdungsfestigkeit möglich. Gleichwohl ist dann zwingend vorauszusetzen, dass in rea-

Generell kann durch alle Versuche das über die Lastwechselzahl festgestellte Verhalten einer mehr oder weniger ausgeprägten Fortschreitung der Relativverschiebung zwischen Stahl und Beton (Bilder 26 und 27) bestätigt werden. Auf Grundlage der vorliegenden Datenbasis ist es in [5] und [22] gelungen, den Schlupffortschritt zu quantifizieren. Die Anwendbarkeit dieser Ansatzfunktion auf großmaßstäbliche Versuche konnte nachgewiesen werden. Im Hinblick auf eine nichtlineare Berechnung von Verbundsystemen unter Berücksichtigung der Nachgiebigkeit von zyklisch belasteten Betondübeln kommt neben der Schlupfentwicklung der Kenntnis der Dübelsteifigkeiten bzw. der zyklischen Dübelkennlinie eine besondere Bedeutung zu. Im Rahmen der Erforschung des Ermüdungsverhaltens von Betondübeln wurde hierzu ein tri- bzw. bilinearer Ansatz abgeleitet. Mit einer mathematischen Erfassung der lokalen Effekte, der zyklischen Dübelkennlinie und des Schlupffortschritts, wird die Gesamtverformung zu beliebigen Lastwechselzahlen für zyklisch belastete Verbundtragsysteme berechenbar ([5], [22]).

3.2.4 Erkenntnisse aus den Trägertests

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

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In den Versuchsergebnissen machten sich die jeweils zugrunde gelegte Oberlast wie auch der Verdübelungsgrad signifikant bemerkbar [22], [20], [23]. Diese Tendenz konnte sowohl bei den Tests mit dem Betongurt in der Zugzone (positiver Momentenbereich) als auch bei den Versuchen mit dem Stahlprofil in der Druckzone (negativer Momentenbereich) beobachtet werden. Gegenüber diesen Effekten traten Veränderungen in den Lastamplituden eher in den Hintergrund. Von einer Nachbearbeitung der Stahlausnehmungen und Veränderungen in der Ausklinkungsgeometrie gingen

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

zwar positive Auswirkungen aus, jedoch fielen die Zugewinne wesentlich geringer aus als der Verlust an ertragbaren Lastwechselzahlen bei Erhöhung der Lastobergrenzen. Damit zeichnete sich auch in den Versuchsergebnissen die Erkenntnis, dass eine zutreffende Beschreibung des Ermüdungsverhaltens nur mit der Überlagerung von Beanspruchungen aus der Haupttragwirkung und lokalen Effekten gelingen kann, erkennbar ab. Eine Verringerung des Verdübelungsgrades, sprich Variation der Dübelabstände, machten sich dagegen deutlich bemerkbar, zurückzuführen auf eine geplant herbeigeführte Verminderung der Stahlprofilschwächung in hochbeanspruchten Bereichen. Die ertragbaren Lastwechselzahlen erreichten bei Oberlasten zwischen 50 % und 70 % der statischen Tragfähigkeit bei Versuchen für den positiven Momentenbereich bis zu 2,5 Mio. Lastwechsel. Die Lastwechselzahlen bei Versuchsträgern im negativen Momentenbereich lagen deutlich darunter. Die geplante Verlagerung von Aussparungen in weniger ausgelastete Bereiche machte sich ebenso wie eine bedeutsame Verminderung der Lastamplituden mit ertragbaren Lastwechselzahlen an die Dauerfestigkeitsgrenze bemerkbar. Bei obergurtlosen Stahlprofilen in Verbundträgern sollte den Lastwechselzahlen bis zum Erreichen eines ersten Anrisses besondere Beachtung geschenkt werden, da der Erstrissbildung ein schnelles Risswachstum (Bild 28) folgt.

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

3.3 Grundlagen eines Nachweiskonzepts für Betondübel unter nichtruhender Belastung

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]

Ausgehend von den Erkenntnissen der Ermüdungstests konnten aufbauend auf [5] in [22] Grundlagen zur Formulierung eines Bemessungskonzepts (Bild 29) abgeleitet werden. Es wurde vorgeschlagen, einen Nachweis gegen Betonversagen durch eine Limitierung der zulässigen Oberlast und wie in [21] eine Berechnung der Anrisslebensdauer unter Verwendung des örtlichen Konzepts zur Beurteilung des Baustahls zu verwenden. Die Weiterentwicklung dieses Konzeptes wird in [20] verfolgt. Als Basis zur Beurteilung des Ermüdungsverhaltens der Baustahlkomponenten im Bereich der Betondübel-

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aussparung kann das örtliche Konzept hilfreich eingesetzt werden. Dabei wird das zyklische Bauteilverhalten aufgrund der elastisch-plastischen Beanspruchung im Kerbgrund entsprechend Bild 30 bewertet [24]. Als Eingangswerte sind bauteilunabhängige Werkstoffkennwerte erforderlich, welche, wenn nicht bereits in der Literatur verfügbar, experimentell an ungekerbten Probestäben in Einstufenversuchen als zyklische Spannungs-Dehnungs-Kurve (ZSD-Kurve) bestimmt werden können. In den technischen Regelwerken findet sich als Nachweisformat nahezu ausnahmslos das Nennspan-

nungskonzept. Ein Hauptgrund hierfür dürfte die praxisgerechte Handhabung sein. Während beim Nennspannungskonzept das gesamte SpannungsVerzerrungsverhalten einschließlich der Auswirkungen von Eigenspannungen an der rissauslösenden Stelle, dem Hot Spot, mit der Bauteilwöhlerlinie abgebildet wird, muss beim örtlichen Konzept zunächst die Verzerrung im Kerbgrund bekannt sein, die dann mit geeigneten, verzerrungsorientiert ermittelten Ermüdungskurven zu vergleichen sind. Das Verfahren ist ungleich aufwändiger, führt aber insbesondere bei Konstruktionen, für die wie im vorliegenden Fall ein ausrei-

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 Konzept Fig. 30. Overview calculation procedure of local concept

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

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chender Erfahrungsschatz noch nicht vorliegt, i. d. R. zu aussagekräftigeren Ergebnissen. Auch wenn das Ziel, eine praxisgerechte Annäherung nach dem Nennspannungskonzept weiterzuverfolgen ist, so bleibt die Abschätzung der Lebensdauer auf Grundlage von Verzerrungen unter Verwendung einer Verzerrungs-Zyklen-Beziehung im Augenblick die sichere Variante. Zur Bestimmung der Beanspruchungen im Kerbgrund können FEBerechnungen (Bild 31), analytische Untersuchungen oder experimentelle Tests genutzt werden. Eine direkte Proportionalität trifft allerdings ausschließlich für den elastischen Bereich zu, weshalb nach den Stützwirkungstheorien die Verzerrungen im Kerbgrund den tatsächlichen Verhältnissen angepasst werden müssen. Am weitesten verbreitet sind die Kerbspannungstheorien von Neuber [25] und deren Weiterentwicklungen in [26] und [27]. Damit können die am möglichen Versagensort vorhandenen Beanspruchungen hinreichend sicher bestimmt werden. Sämtliche durch die Aussparungsgeometrie und die Belastung vorgegebenen Effekte sind berücksichtigt. Eine Schädigungsbewertung muss damit nur auf Werkstoffeigenschaften sowie Sekundäreffekte wie Rauigkeit und Eigenspannungen nicht jedoch auf bauteilabhängige Einflüsse Rücksicht nehmen. Für eine Vielzahl von Stählen liegen bereits analytische Formulierungen verzerrungsorientierter Wöhlerlinien vor oder sind mit verhältnismäßig geringem Aufwand experimentell zu bestimmen. Auf dieser Basis sind mit Berücksichtigung zusätzlicher Einflüsse wie Rauigkeit und Eigenspannungen Schädigungswöhlerlinien zu bestimmen. Zur Ermittlung der Schädigungsparameter liegt eine Vielzahl unterschiedlicher Formulie-

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

rungen vor. Der bekannteste Schädigungsparameter wurde von Smith, Watson und Topper vorgestellt. Für jeden der Lastzyklen lässt sich aus der verzerrungsorientiert bestimmten Wöhlerlinie die Schädigung ablesen und in Kombination mit Schädigungshypothesen eine zu erwartende Lebensdauer (Bild 32) ausweisen.

4 Fazit In den vorangegangenen Abschnitten wurden nach der systematischen Auswertung von Versuchen zu spezifischen Trag- und Verformungseigenschaften unter vorwiegend ruhender Beanspruchung experimentelle und analytische Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten von Betondübeln in Verbundträgern vorgestellt. Als Ergebnis kann festgestellt werden, dass den Betondübeln hinsichtlich eines Ermüdungsversagens gute Widerstandseigenschaften bescheinigt werden können. Auch unter einem vergleichsweise hohen zyklischen Einwirkungsniveau wiesen insbesondere die Betontragkomponenten aufgrund eines durch die Formgebung der Ausklinkungen erzwungenen räumlichen Spannungszustandes besonders hohe Ermüdungsfestigkeiten auf. Mit Blick auf die Stahltragkomponenten ist anzumerken, dass die Ermüdungsfestigkeit neben der Formgebung der Ausklinkung und der Qualität der Oberflächen im Bereich des Trennschnitts im Besonderen von der Überlagerung aus Haupttragwirkung und lokalen Beanspruchungen bestimmt wird. Eine zuverlässige Bestimmung der Sicherheiten gegen Ermüdungsversagen wurde mit einer Kombination aus experimentellen Untersuchungen und Berechnungsansätzen nach dem

örtlichen Konzepts erreicht. An Versuchen kalibrierte Finite-Element-Berechnungen bildeten die Basis zur Identifikation aussagekräftiger Schädigungsparameter. Die auf der Basis dieser Kenngrößen mit analytischen Ansätzen gefundenen Lastwechselzahlen stimmten hinreichend genau mit den Ergebnissen der experimentellen Tests überein. Die in die Verbundfuge eingeleiteten konzentrierten zyklischen Beanspruchungen verursachen mit steigender Lastspielzahl eine Zunahme des Schlupfs zwischen Betongurt und Stahlbauteil mit Auswirkungen auf die Gebrauchstauglichkeit. Zur Abschätzung der Auswirkungen auf die Verformungen wurden Berechnungsansätze für den Schlupffortschritt und zyklische Dübelkennlinien zur Ableitung veränderlicher Steifigkeiten der Verbundfuge entwickelt. Literatur [18] Feldmann, M., Hegger, J., Hechler, O., Rauscher, S.: Untersuchungen zum Trag- und Verformungsverhalten von Verbundmitteln unter ruhender und nichtruhender Belastung bei Verwendung hochfester Werkstoffe. Institutsbericht-Nr. 169/2006, RWTH Aachen 2007. [19] Lengemann, J.: Numerische Untersuchungen zum lokalem Tragverhalten und Spannungsverteilung an einer komplexen Betondübelgeometrie. Masterarbeit, Universität der Bundeswehr München, Neubiberg 2011. [20] Wagner, R.: Untersuchungen zum Verbundverhalten von Betondübeln in vorwiegend ruhend und nicht-ruhend beanspruchten Konstruktionen. Universität der Bundeswehr München, Dissertation in Vorbereitung. [21] Song, J.: Untersuchung der Anrißlebensdauer von Betondübeln mit Hilfe des örtlichen Konzepts. Dissertation,

Technische Universität Darmstadt, 2002. [22] Burger, S.: Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten von Betondübeln im Verbundbau. Dissertation, Universität der Bundeswehr München, Neubiberg 2009. [23] Mangerig, I., Burger, S.: Ermüdungsverhalten von Betondübeln. Zwischenbericht zum AiF-Forschungsvorhaben. Universität der Bundeswehr München, Neubiberg 2004. [24] Rechnerischer Festigkeitsnachweis für Maschinenbauteile. FKM-Richtlinie, VDMA Frankfurt: Verlag GmbH 2003. [25] Neuber, H.: Theory of Stress Concentration for Shear-Strained Prismatical Bodies with Arbitrary NonlinearStrain Law. Transactions of the ASME. Journal of Applied Mechanics 28 (1961), pp. 544–550. [26] Seeger, T., Beste, A.: Zur Weiterentwicklung von Näherungsformeln für die Berechnung von Kerbbeanspruchungen im elastisch-plastischen Bereich. VDIFortschrittberichte, Reihe 18, Heft 2, Düsseldorf: VDI-Verlag 1977. [27] Hollmann, C.: Die Übertragbarkeit von Schwingfestigkeitseigenschaften im Örtlichen Konzept. Dissertation, Technische Universität Dresden, 2004. [28] Mangerig, I., Wagner, R., Burger, S., Wurzer, O., Zapfe, C.: Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 1) – Ruhende Beanspruchung. Stahlbau 80 (2011), S. 885–893.

Autoren dieses Beitrages: Univ.-Prof. Dr.-Ing. Ingbert Mangerig, ingbert.mangerig@unibw.de, Dipl.-Ing. Robert Wagner, robert.wagner@unibw.de, 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, sascha.burger@web.de Dr.-Ing. Otto Wurzer, WTM ENGINEERS München GmbH, Beratende Ingenieure im Bauwesen, Rablstraße 26, 81669 München, o.wurzer@wtm-m.de Dr.-Ing. Cedrik Zapfe, Dr. Zapfe GmbH, Ingenieurbüro für Konstruktionen, Ingenieurbau & Solarplanung, Alustraße 1, 83527 Kirchdorf /Haag i. OB, info@ing-zapfe.de

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Fachthemen Herbert Moldenhauer

DOI: 10.1002/stab.201201473

Die Visualisierung des Kraftflusses in Stahlbaukonstruktionen Kraftflüsse sind in vielen Lehrbüchern des Stahl- und Maschinenbaus zur Veranschaulichung der Bauteilbeanspruchung dargestellt. Obwohl der Kraftflussbegriff umstritten und nicht näher definiert ist, assoziiert der Leser damit meist eine Analogie zu Stromlinienbildern aus der Hydromechanik. Vergleicht man die differentielle Kontinuitätsgleichung der Hydromechanik mit den differentiellen Gleichgewichtsbedingungen der Statik, so gibt es jedoch eine termweise Übereinstimmung. Der Geschwindigkeitsvektor entspricht einem Kraftflussvektor. Die integrierten Kraftflussvektoren liefern die Kraftflusslinien. Diese verlaufen zwischen dem Ort der Krafteinleitung und dem Ort des reaktiven Lagers. Lastfreie Ränder werden von den Kraftlinien nur tangiert. Der Aufwand für die Visualisierung der Kraftflusslinien ist gering. Zwischen den Kraftflussvektoren und den Spannungskomponenten aus FEM-Programmen bestehen einfache Beziehungen. Die Integration der vektoriellen Richtungsfelder kann mit grafischer Standardsoftware zu Kraftflusslinien durchgeführt werden. Der Einsatz einer Spezialsoftware ist an keiner Stelle erforderlich. An zahlreichen Beispielen wird die quantitative Erfassung des Kraftflusses demonstriert und ihr Nutzen insbesondere für den Stahlbau aufgezeigt. Load path visualization for steel constructions. Load path sketches illustrate the load distribution 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 analogy to streamlines from hydromechanics. The law of conservation of mass and the static equations of equilibrium show a term-wise agreement. Thus, the fluid flow velocity vector corresponds to a load path vector. By integrating these directional fields, one obtains the streamlines and load path lines. A load path starts at the point of an applied load and ends at a supporting point reacting the applied load. Free boundaries are touched but not crossed by the load path. There is little effort to visualize the load path. Due to simple relations between load path vectors and stress components from FEM-programs, integration of the directional vector fields is possible with standard graphical software, thus resulting in load path lines. No special software is ever needed. Numerous examples will show the practical application of the load path concept and the special use for steel constructions.

1 Einführendes Beispiel Dem Statiker ist das Stromlinienbild eines umströmten Zylinders geläufig. Deshalb soll die dazu passende statische Aufgabenstellung, nämlich die Scheibe mit kreisrundem Loch unter uniaxialem Zug, vergleichsweise betrachtet werden. Bild 1a zeigt den Ausschnitt einer unendlich großen Scheibe mit Loch, wobei bezüglich x = 0 eine Spiegelsymmetrie vorhanden ist. Die angelegte Horizontalspannung weitab vom Loch beträgt 1 MPa in x-Richtung, die gezeigten Normalspannun-

gen σxx erfahren eine Spannungsüberhöhung um das 3-fache, die auch von der theoretischen Seite bekannt ist. Den Spannungskonturen ist der Kraftfluss überlagert, der sich aus der Verbindung von Kraftflussvektoren ergibt. In Abschnitt 2 wird gezeigt, dass der x-Kraftflussvektor fx in 2D-Strukturen durch fx = [σxx τxy ]

tan α = τxy/σxx

(1)

gegeben ist. Das Detail in Bild 1b zeigt zusätzlich die Kraftflussvektoren der Gl. (1). Man erkennt dort, dass die

Kraftflussvektoren die Kraftflusslinien tangieren. Dies entspricht den Geschwindigkeitsvektoren bei einem umströmten Zylinder, die tangential zu den Stromlinien orientiert sind. Die beiden Problemstellungen haben dennoch nichts gemein. Die maximale Spannungsüberhöhung ist im statischen Fall das 3-fache der angelegten Spannung. Die maximale Geschwindigkeitsüberhöhung eines umströmten Zylinders beträgt das 2-fache der Anströmgeschwindigkeit, sofern die Strömung potentialtheoretisch untersucht wird. Bei einer solchen Strömung tritt auch keine Rückströmung auf, wie dies in Bild 1 erkennbar ist. (Die Rückströmungen sind durch lokale Druckspannungen in x-Richtung bedingt. Das Spannungsfeld der unendlichen Lochplatte in Bild 1 ist hier durch eine FEM-Analyse generiert, sie liegt aber auch theoretisch exakt vor, z. B. in [1]). Die Integration der Kraftflussvektoren kann mit StandardGrafiksoftware durchgeführt werden (streamtracing-Verfahren). Welchen Zusatznutzen bringt nun die Visualisierung des Kraftflusses? Man muss sich zunächst noch einmal die physikalische Aussage bezüglich der Kontinuität der x-Komponente des Kraftvektors vergegenwärtigen. Zwischen zwei Kraftflusslinien im Bild 1 ist fx konstant. Diese Kraftkomponente in x-Richtung resultiert aus den Spannungskomponenten σxx und τyx, die jedoch zunächst nicht direkt vektoriell addiert werden können, da sie auf verschiedenen Flächen wirken (s. Bild 2). Erst über das Gesetz der zugeordneten Schubspannungen τyx = τxy kann τxy auf dem Flächenelement A mit σxx vektoriell addiert werden. Die Umlenkung des x-Kraftflusses am Loch ist also ausschließlich durch

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approximativ längs der Hauptspannungslinien. Das gezeigte Beispiel beschränkte sich auf die Darstellung des Kraftflusses in x-Richtung. Der Kraftfluss in y-Richtung existiert ebenso und wird durch Kraftvektoren fy = [τyx σyy] definiert. Da das vorliegende Problem ausschließlich durch eine externe Belastung in x-Richtung charakterisiert ist, bringt die Visualisierung des yKraftflusses wenig. Es handelt sich dabei um kreisartig geschlossene Kurven, s. z. B. [3].

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 Kraftflussvektors fx Fig. 2. Definition of load path vector fx

induzierte Schubspannungen hervorgerufen und bewirkt eine Verdichtung der Kraftflusslinien um das 3-fache an der 6- bzw. 12-Uhr-Position des Kreisloches in Bild 1a. Der Nutzen kann nun wie folgt zusammengefasst werden: – Die mehr oder weniger intuitiven Kraftflüsse aus Lehrbüchern des Stahl- und Maschinenbaus können nun quantifiziert und auf eine solide Basis gestellt werden. Kraftflüsse verlaufen zwischen dem Ort der Krafteinleitung und dem Ort des reaktiven Lagers. Lastfreie Ränder werden von den Kraftlinien nur tangiert. Kraftflüsse sind dann optimal, wenn sie möglichst direkt ohne Umwege zwischen diesen beiden Orten verlaufen, insofern ist eine Beurteilung über die Güte der Struktur leicht möglich. – Ineffektive Strukturbereiche sind oft durch Rückströmungen identifizierbar (Bild 1b). Solche Bereiche tragen zum Kraftfluss nichts bei und

können bei einer Strukturoptimierung eingespart werden. – Der Aufwand für die Visualisierung der Kraftflusslinien ist sehr gering. Finite-Elemente-Programme liefern standardmäßig die Spannungskomponenten, die Vektoren entsprechend der Gl. (1) sind damit leicht bereitzustellen. Die Verbindung dieser Vektoren zu Kraftflusslinien ist zwar nicht trivial, in kommerziellen Grafikpaketen wie Tecplot jedoch ohne Einschränkung als Standardoption realisiert. Der Einsatz einer Spezialsoftware ist an keiner Stelle erforderlich. Über den allgemeinen Nutzen hinaus bestehen für einige Fachrichtungen noch weitere Verwendungsmöglichkeiten: – Leichtbau: Dort soll die Platzierung von Verstärkungselementen (z. B. Rippen, Sicken) dem Kraftfluss folgen. – FVK: Speziell sind Faserverbundkonstruktionen besonders dann erfolgreich, wenn der Faserverlauf der örtlichen Beanspruchung folgt, wie sie durch den Kraftfluss assoziiert wird. – Stahlbetonbau: Prinzipiell ist eine Bewehrung entlang der Kraftflusslinien empfehlenswert, zumindest ergeben sich aus diesen Hinweise für eine effektive Armierung. Ähnliches wurde in [2] argumentiert, dort jedoch erfolgte die Bewehrung

2 Theorie 2.1 Ursprüngliche Definition des Kraftflusses Eng verwandt mit den Kraftflüssen sind Kraftfelder [2], wobei letztere sich aus dem Trajektorienbild der Hauptspannungen ergeben. Die grafische Aneinanderreihung von Hauptspannungsrichtungen führt zu anschaulichen Hauptspannungslinien, die manche Autoren als Ersatz für einen Kraftfluss nehmen. Die Bestimmung der Kraftflussrichtung ähnelt dem Auffinden einer Hauptspannungsrichtung. Diese ergibt sich bekanntlich aus einer Spannungstransformation in ein Hauptsystem, das dem Kriterium der Schubspannungsfreiheit genügt. Da die Spannungen von Ort zu Ort variieren, verändert sich gleichermaßen auch die gesuchte (schubspannungsfreie) Richtung. Kelly [4] hat dieses Kriterium nun so abgeändert, dass bei einer bestimmten Transformation des Spannungstensors die x-Komponente des Kraftvektors in globaler xRichtung konstant bleibt. Diese Vorgehensweise soll hier vereinfacht an einem 2D-System skizziert werden. In Bild 3 ist zwischen den zwei gesuchten Kraftflusslinien (blau), die im Allgemeinen gekrümmt sind, eine Mittellinie skizziert, welche an jeder Position durch Spannungen im Globalsystem (x,y) gekennzeichnet ist. Durch eine Transformation der Spannungen auf ein System mit einem Winkel β zur globalen x-Achse werden die globalen Spannungen auf die lokalen Größen σnn und τnt überführt. Die Richtung n steht senkrecht, die Richtung t parallel zur gestrichelten Mittellinie. Wenn der Winkel β so gewählt wird, dass sich die Projektionen von σnn und τnt gerade aufheben, wenn also gilt

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Bild 3. Prinzipskizze zur Kontinuität des Kraftflusses in x-Richtung Fig. 3. Principal sketch explaining the continuity of the load path in x-direction

σnn cos β – τnt sin β = 0

(3a)

dann kann längs der Mittellinie „ab“ kein Kraftzuwachs in globaler Richtung x erfolgen. In diesem Fall gilt Fxa = Fxb. Man beachte die Ähnlichkeit der Aufgabenstellung bezüglich der Bestimmung der Hauptspannungsrichtung. Dort wird ein System (n, t) gesucht, in dem die Schubspannung τnt verschwindet. Die weitere Entwicklung der Gl. (3a) führt in der Originalarbeit [4] auf eine nichtlineare Gleichung für β, die iterativ gelöst werden kann. Später hat Waldman in [3] eine geschlossene Lösung für β gefunden, und zwar tan β = – σxx/τxy

(3b)

Zwischen β und dem Winkel α in Bild 2 besteht die Beziehung α = 90° + β, α schließt somit den Winkel zwischen 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 der Kontinuitätsgleichung der Hydromechanik und dem Kraftfluss für die kartesischen Richtungen x, y und z aufgezeigt. Zu diesem Zweck müssen nur die Terme der differentiellen Kontinuitätsgleichung der Hydromechanik mit denen des statischen Gleichgewichts aus der Mechanik verglichen werden, zunächst in 2D (s. Bild 4). In einer stationären, inkompressiblen und wirbelfreien ebenen Potentialströmung (Bild 4 links, s. auch [6]) gilt die Kontinuitätsgleichung (4). Zwischen zwei Stromlinien ist die Masse konstant. Der Geschwindigkeitsvektor v in Gl. (5) tangiert die Stromlinie,

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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 global x- and y-direction (right)

letztere kann mit Hilfe der Differentialgleichung (6) berechnet werden. Die statischen Gleichgewichtsbeziehungen der Gl. (4) für die Spannungskomponenten σxx, σyy, τxy und vernachlässigter Volumenkraft [6], die Kraftvektoren fx und fy in Gl. (5) sowie die Differentialgleichungen für den Kraftfluss der Gl. (6) in x- und yRichtung haben identischen Aufbau wie ihr Pendant aus der Hydromechanik. In einer FEM-Analyse müssen also nur die Kraftflussvektoren der Gl. (5) bereitgestellt und verbunden werden, um die Kraftflusslinien zu visualisieren. Es ist zwar einzuwenden, dass die Betragskonstanz einer Kraftkomponente, z. B. der x-Kraft, weniger griffig ist als die Konstanz der Masse zwischen zwei Stromlinien. Es ist zudem zu abstrahieren, dass es in der Statik zwei Kontinuitätsgleichungen in 2D (bzw. drei in 3D) gibt, während in der Hydromechanik jeweils nur eine Kontinuitätsgleichung existiert, sowohl in 2D als auch in 3D. Für allgemeine Aufgabenstellungen, die ausgeglichene Kraftflüsse in allen Richtungen aufweisen, sind deshalb bis zu drei Kraftflüsse simultan auszuwerten. Im Stahlbau jedoch, speziell bei Fachwerkkonstruktionen, ist in jedem Fachwerkstab,

sei er auch noch so kompliziert, praktisch stets nur ein Kraftfluss dominant, und zwar der längs der Stabachse. Bei einem „schrägen“ Fachwerkstab muss der Spannungszustand jedoch zuvor in das rotierte (schräge) System transformiert werden. Somit können auch komplizierte Knotenblechanschlüsse, genietet, geschraubt oder geschweißt, kraftflussmäßig anschaulich visualisiert werden. Der Vollständigkeit halber werden abschließend die Gln. (4) und (5) auch in 3D aufgeführt: ∂vx/∂x + ∂vy/∂y + ∂vz/∂z = 0 Kontinuitätsgl. der Hydromechanik (4a) ∂σxx/∂x + ∂τyx/∂y + ∂τzx/∂z = 0 Gleichgewicht in x-Richtung

(4b)

∂τxy/∂x + ∂σyy/∂y + ∂τzy/∂z = 0 Gleichgewicht in y-Richtung

(4c)

∂τxz/∂x + ∂τyz/∂y + ∂σzz/∂z = 0 Gleichgewicht in z-Richtung

(4d)

v = [vx vy vz] Geschwindigkeitsvektor

(5a)

fx = [σxx τxy τxz] Kraftvektor in x-Richtung

(5b)

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

fy = [τyx σyy τyz] Kraftvektor in y-Richtung

(5c)

fz = [τzx τzy σzz] Kraftvektor in z-Richtung

(5d)

Die Kraftvektoren (in 2- und 3D) wurden mit Hilfe des Gesetzes der zugeordneten Schubspannungen so formuliert, dass die jeweiligen Spannungskomponenten vektoriell in einer Fläche addiert werden dürfen. Der erste Index steht für die Flächennormale, der zweite für die Richtung (s. auch Bild 2). Es erhebt sich die Frage, ob der Kraftfluss auch bei Verwendung anderer Koordinatensysteme korrekte Ergebnisse liefert, d. h. Konstanz einer Kraftkomponente längs ihrer Kraftflusslinie vorliegt. Die Antwort ist wiederum über die Analogie zur Hydromechanik zu beantworten. Werden die entsprechenden Kontinuitätsgleichungen mit den statischen Gleichgewichtsbeziehungen in denselben Koordinatensystemen verglichen, so stimmen sie a)

allenfalls nur für bestimmte Koordinatenrichtungen überein. Zum Beispiel: Für ein rotationssymmetrisches System (r, ϕ, z) stimmt die statische Gleichgewichtsbedingung in Radialrichtung, s. Gl. (8), formal nicht mit der Kontinuitätsgleichung überein [6], eine einfache Formel für den radialen Kraftfluss existiert nicht, im Gegensatz zum axialen Kraftfluss fz , Gl. (9).

2.3 Grafische Darstellung der Kraftflussvektoren im Mohrschen Spannungskreis Der Mohrsche Spannungskreis ist für die Darstellung von Spannungstransformationen, insbesondere für die Visualisierung der Hauptspannungsrichtung, ein wertvolles grafisches Hilfsmittel. Bild 6 zeigt nun, dass die Kraftflussrichtung sich dort ebenso darstellen lässt. Der Kragbalken unter Querlast ist durch Horizontalspannungen σxx und τxy gekennzeichnet. In der elemen-

taren Biegetheorie wird σyy zu Null gesetzt. Obwohl die Querlast in globaler y-Richtung wirkt, ist der Kraftfluss wegen den σxx-Spannungen, besonders beim langen Balken, in x-Richtung dominant. Im Gegensatz dazu steht das Beispiel in Abschnitt 1. Dort stimmt die Belastungsrichtung mit dem dominanten Kraftfluss in x-Richtung überein. Über die Dominanz eines Kraftflusses ist allein die Größe des Betrags fx, fy bzw. fz, s. Gl. (5), entscheidend und hängt nicht zwingend zusammen mit der Belastungsrichtung. Beim Kragbalken resultiert der y-Kraftfluss nur aus dem Beitrag von τxy und ist im Bild 6a durch die blauen Horizontallinien der parabelförmigen q-Verteilung angedeutet. Diese erstrecken sich, horizontal konstant bleibend, bis zur Einspannung des Balkens am rechten Ende. Der in Bild 6a gezeigte Kraftfluss hat in x-Richtung keinen externen Lastbeitrag. Wird das System freigemacht, so erscheinen die Reaktionskräfte als externe Lasten. Die Kraftlinien starten deshalb an der Einspannstelle im Zugbereich (y > 0) und enden dort im Druckbereich (y < 0), die maximale Umlenkung beträgt 180°. Zwischen zwei Kraftlinien ist fx konstant, gekennzeichnet durch eine einheitliche Färbung. Das Farbband ist auf der Biegeachse (y = 0) maximal gespreizt, die fx-Intensität also minimal. Dort stammt der Beitrag zu fx ausschließlich aus τyx (= τxy). In Bild 6b demonstriert der Mohrsche Spannungskreis den Zusammenhang zwischen den Spannungskomponenten und der dazugehörigen x-Kraftflussrichtung α bzw. der ersten Hauptspannungsrichtung γ. Das in Bild 6c gezeigte orthogonale System der Hauptspannungsc)

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

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linien resultiert aus dem Vorhandensein von zwei Hauptspannungen. Im Stahlbau zwar wenig relevant, kann es – fachübergreifend gesehen – als zweilagiges Muster für eine optimale Platzierung von Fasern in einem Materialverbund dienen. Man erkennt sofort, dass die alternativen x-Kraftflusslinien eine sinnvolle Kombination der senkrecht aufeinander stehenden Hauptspannungslinien darstellen. Eine Faserverbund-Konstruktion aus den x-Kraftflusslinien käme mit nur einer Lage aus. Der Verlauf der Kraftfluss- bzw. der Hauptspannungslinien zeigt besonders am Beispiel des Kragbalkens, dass die ursprünglich gewünschte Visualisierung des Kraftverlaufs von der Krafteinleitung bis zur Kraftausleitung perfekt durch den über Gl. (5) definierten Kraftfluss wiedergegeben wird. Bei der Darstellung des x-Kraftflusses fließt Kraft nur über die Einspannung, eine externe x-Belastung fehlt im Kragbalken-Beispiel. Die Hauptspannungslinien dagegen verlassen den Kragbalken bei y = ± h/2 senkrecht zur Berandung, zwar mit Nullintensität, jedoch ist dies aus der Darstellung nicht direkt ersichtlich. Diese Darstellung ist somit weniger intuitiv als ihr Pendant zum Kraftfluss, ganz abgesehen davon, dass eine Kraftflusskontinuität analog zu Gl. (4) fehlt.

3 Praktische Beispiele 3.1 Knotenblech Die bisherigen Ausführungen lassen erkennen, dass die Visualisierung des Kraftflusses besonders dann von Wert ist, wenn einer der Kraftflussvektoren fx, fy oder fz (Gl. (5)) im Global- oder in einem rotierten Lokalsystem dominant über die anderen ist. Das ist im Stahlbau-Fachwerk für jeden Stab, jeweils für sich betrachtet, der Fall. Um den Kraftfluss in einem komplexen Knotenblech zu demonstrieren, wurde aus [7] ein entsprechendes Beispiel ausgewählt, das besonders ausführlich dokumentiert ist (s. Bild 7). In dieser Konstruktion werden an zwei 15 mm dicken Laschen C 20 t Last angehängt. Die Last wird über vier Niete (φ = 21 mm) in das 6 mm dicke Knotenblech B eingeleitet, das zwischen den zwei Laschen eingebettet ist. Wyss selbst leitet aus den experimentell ermittelten Spannungen zwar nicht den Kraftfluss, sondern das

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Bild 7. Probekörper aus [7] unter einer Vertikallast von 20 t Fig. 7. Test specimen from [7] under a vertical load of 20 t

System der Hauptspannungslinien ab, das einen ungefähren Eindruck der Lastpfade in der Konstruktion vermittelt. Dieses Ergebnis (hier nicht gezeigt) stimmt sehr gut überein mit den hier numerisch berechneten Hauptspannungslinien, die für die Integration der Hauptspannungsrichtungen eine spezielle Software [8] benötigt (Bild 8a). Die σ1-Hauptspannungslinien (rot) umschließen die nicht dargestellten Niete. Die σ2-Hauptspannungslinien (blau) stützen sich über Lochleibung an den Nietschäften ab. Der Kraftfluss kann über die Hauptspannungslinien erahnt werden, jedoch ist der Vergleich mit dem realen Kraftfluss interessant (Bild 8a versus Bild 8b und 8c). Wegen der Doppelsymmetrie bei x = z = 0 bezüglich Geometrie und

Last ist nur 1/4 der Struktur dargestellt. Die Kraftlinien starten am Ort der Krafteinleitung in der Lasche, umfließen zunächst die Bohrungslöcher, um rückseitig in den Niet einzudringen. Im Niet begibt sich der Kraftfluss dann auf die Ebene des Knotenblechs, um dort weitergeleitet zu werden. Die Kraftfluss-Berechnung aus den Spannungskomponenten selbst ist einfach. Der Spannungstensor aus der FEMAnalyse (hier Abaqus) wird in das Grafikprogramm (hier Tecplot) über eine Standard-Schnittstelle exportiert. Nach der Spezifikation der Spannungskomponenten des y-Kraftvektors fy = [τyx σyy τyz] zeichnet Tecplot alle Kraftlinien mit Hilfe des streamtracing-Verfahrens automatisch. Die FEM-Analyse ist jedoch sorgfältig zu planen. Der Kontakt zwischen Lasche und Niet sowie zwischen Niet und Knotenblech wird durch die FEMPreprozessoren automatisch erzeugt. Die dazugehörige Vernetzung passt jedoch im Allgemeinen nicht „Knoten auf Knoten“ (Bild 9), was ja auch nicht erforderlich ist. Für das streamtracing-Verfahren, das bei der Integration der Richtung von Element zu Element fortschreitet, ist jedoch die kontaktkompatible „Knoten auf Knoten“-Vernetzung erforderlich. Die Koordinaten der Kontakt-Doppelknoten haben in diesem Fall identische Koordinaten, andernfalls stoppt die Richtungsintegration an der Kontaktfläche. Bei der hier gezeigten Nietverbindung erfolgt der Kraftfluss von Lasche

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

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

Bild 9. Kontaktkompatible „Knoten auf Knoten“ Vernetzung Fig. 9. Contact compatible meshing ‘node to node’

zum Knotenblech ausschliesslich über die Niete, man kann sie auch als SLPVerbindung [9] (Scher-Lochleibungsverbindung mit Passung) auffassen. Würden die Niete durch Schrauben mit Vorspannung ersetzt werden, um als GV-Verbindung [9] (gleitfeste, planmäßig vorgespannte Verbindung) zu wirken, so würden die Reibkräfte zwischen Lasche und Knotenblech die Schraube entlasten. Es wäre dann auch ein kontaktkompatibles Netz bezüglich Lasche und Kontaktblech erforderlich. Im Fall einer SLP-Verbindung genügen jedoch einfachere FEM-Modelle. Lasche, Niete und Knotenblech werden durch Scheibenelemente in eine Ebene idealisiert, man ist dann am Membrananteil des Kraftflusses interessiert. Der Kontakt über die Niete erfolgt nicht mehr flächig, sondern linienförmig (s. Bild 10). Es wurden mehrere Varianten gerechnet, um den Einfluss auf den Kraftflussverlauf zu untersuchen (s. Tabelle 1). Bild 10a zeigt bei der spielfreien Nietpassung durch die verschieden Kraftflussdichten an den vier Nietbohrungen N1 bis N4, dass trotz angeschrägtem Knotenblech keine gleichförmige Verteilung der Nietlasten erreicht werden konnte. Die Ungleichförmigkeit wird erheblich vergrößert, wenn an den SLPVerbindungen Spiel oder Pressung auftritt. Bild 10b zeigt ein willkürlich angenommenes Radialspiel von 0,15 mm bei dem Niet N3, Bild 10c ein radiales Übermaß von 0,05 mm bei dem Niet N3. Im ersten Fall tangieren die Kraftflusslinien N3, ohne in diesen Niet einzutreten. Im zweiten Fall bilden sich zusätzliche Pressspannungen, die für sich selbst im Gleichgewicht stehen.

Analyse

Beschreibung

Bild

Wyss [7]

Referenz

3D, Niet N1–N4 ohne Spiel

2D, analog Analyse A

10a

2D, Niet N3 mit Radialspiel 0,15 mm

10b

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

10c

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

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 Presspassung (0,05 mm radiales Übermaß) Fig. 10. Influence of tolerances on y-load path, a) exact fit of all rivets, b) rivet 3 with 0.15 mm radial clearance, c) detail of rivet 3 with 0.05 mm radial overclosure

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

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den Nietlasten der Analysen A bis F in Bild 12.

3.2 Schraubenverbindung

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

Die Kraftflusslinien (von der Lasche herkommend) werden dadurch am Niet 3 zunächst abgedrängt, um dann von hinten sehr konzentriert in den Niet eingeleitet zu werden. Dieser Fall ist beim Nietvorgang infolge der Stauchung und guten Füllung des Nietlochs repräsentativ. Das ausgesparte Gebiet um das Nietloch N3 ist natürlich nicht kraftfrei, die von unten nach oben verlaufenden Kraftlinien lassen jedoch dort Platz für Kraftlinien aus der lokalen Verpressung, die mit dem y-Kraftfluss von der Lasteinleitung bis zur Lagerung nichts zu tun haben. Die Gln. (4b) bis (4d) stellen reine Gleichgewichtsbedingungen dar, sie gelten deshalb auch für elastoplastische Werkstoffe. Zu diesem Zweck wurde in der Analyse E die Fließgrenze willkürlich auf 200 MPa festgelegt, dies führt zu einer maximalen plastischen Dehnung von 1,2 % im Knotenblech. Jedoch erst bei einer Absenkung der Fließgrenze auf 170 MPa (maximale plastische Dehnung dann 10 %) sind die Lasten auf die vier Niete gleichförmig verteilt (s. Bild 11a). Dies wird durch die gleichförmige Dichte der Kraftflusslinien in den vier Nieten bestätigt, und auch die rechts abgebildete v. Mises-Spannung (Bild 11b) zeigt durch die limitierte Fließspannung von 170 MPa die gleichförmige Lochleibung. Die Gesamtlast von 20 t auf den Laschen in Bild 7 verteilt sich auf die vier Niete N1 bis N4 nach den Messungen von Wyss mit 7, 5, 3 und 4 t.

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Diese Angaben in [7] haben jedoch nur eine gültige Ziffer und sind deshalb relativ ungenau im Vergleich zu

Die Problemstellung 3.1 wurde vereinfacht, die vier Niete sind jetzt durch eine SLP-Schraube ersetzt, um die Visualisierung des Kraftflusses zu verdeutlichen. Bild 13 zeigt den x-Kraftfluss der 2-schnittigen Verbindung, wobei wiederum nur ein Viertel infolge der Symmetrie bezüglich y = z = 0 dargestellt ist. Die Kraftübertragung erfolgt ausschließlich über den Schraubenschaft, die Wirkung der Reibung zwischen den Blechen infolge einer Schraubenvorspannung ist hier unberücksichtigt. In Bild 13 ist wegen einer besseren Übersichtlichkeit nur eine Schicht von Kraftflusslinien visualisiert, Bild 14 gibt jedoch einen Eindruck, wie der Kraftflussverlauf mehrschichtig (hier zweischichtig bezüglich der z-Richtung) aussieht.

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

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

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Bild 15. Geschlitzte Hohlwelle unter einem Torsionsmoment um die z-Achse a) Schubspannungstrajektorien bzw. Kraftflussvektoren (schwarz) entsprechend der Gl. (5d); v. Misesspannungen (transparent: blau niedriger, rot hoher Spannungswert), Kraftflusslinen ungewichtet (rot), zwischen jeweils zwei Kraftflusslinen ist der Betrag von fz konstant; b) Kraftflusslinien gewichtet: Zwischen allen Konturlinien 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 trajectories or load path vectors (black) according to eq. (5d), v. Mises stress (transparent), unweighted load path (red), b) weighted load path, deformed by warping

3.3 Torsion prismatischer Stäbe Die Torsion prismatischer Stäbe um die z-Achse ist gekennzeichnet durch die Schubspannungen τzx und τzy (alle anderen Komponenten sind Null) und kann mit dem hydrodynamischen Gleichnis nach Thomson [10] in Verbindung gebracht werden: In einem Gefäß von der Querschnittsform des tordierten Stabes werden bei konstanter Zirkulation Stromlinien erzeugt, die mit den Schubspannungslinien tordierter prismatischer Stäbe übereinstimmen. Die Schubspannungslinien sind Linien, die von der resultierenden Schubspannung (τ2zx + τ2zy)1/2 in jedem Punkt tangiert werden. Dies ist gleichbedeutend mit der Anwendung der Gln. (4d) und (5d). Der besondere Nutzen bei der Thomsonschen Gefäßströmung besteht nun darin, dass zusätzlich zur Gl. (4d) noch eine Bedingung für die konstante Zirkulation besteht, die die quantitative Kopplung zwischen dem Geschwindigkeitsvektor v und dem Kraftflussvektor fz der Gl. (5d) liefert. Das heißt, dass eine Strömung mit bestimmter Zirkulation einer bestimmten (quantifizierbaren) Stab-Torsion zugeordnet werden kann. Wird nur eine Visualisierung der Kraftflusslinien gewünscht, so ist eine solche quantitative Kopplung nicht nötig. Es genügt die Erkenntnis, dass infolge der formalen Identität zwischen der hydromechanischen Kontinuitätsglei-

der Kraftflusslinien ein Maß für die Größe der Hauptschubspannungen. Diese ist im Allgemeinen nicht bekannt und im Bild 15a aus dem streamtracing-Verfahren nicht korrekt dargestellt, da die Startpunkte der Integration des Richtungsfeldes vom Anwender vorzugeben sind. Bilder dieser Art zeigen zwar qualitativ den Kraftfluss, nicht jedoch quantitativ. Für eine korrekte Wichtung in diesem Beispiel wird die Software aus [8] benötigt. Die Beispiele aus den Abschnitten 1, 3.1 und 3.2 sind dadurch gekennzeichnet, dass es ungestörte Spannungsbereiche mit konstanter Direktspannung gibt. Werden dort die Startpunkte für die Integration der Kraftflussrichtungen äquidistant gesetzt, so sind diese Punkte auch korrekt gewichtet. Die Dichte der Kraftflusslinien ist dann ein Maß für die lokale Beanspruchung der Struktur.

3.4 Kraftfluss in Gewindegängen chung und dem statischem Gleichgewicht eine Kraftflussdefinition sinnvoll ist. Bild 15 zeigt eine geschlitzte Hohlwelle unter einem Torsionsmoment um die z-Achse. Die gezeigten Kraftflusslinien entsprechen der zirkulierenden Gefäßströmung, aber auch den Höhenlinien der Seifenhautanalogie [10] nach Prandtl. Der Unterschied zwischen der linken und rechten Darstellung der Kraftflusslinien in Bild 15 besteht in der Wichtung derselben. Bei korrekter Wichtung (rechts) ist die Dichte

Der axialsymmetrisch approximierte Kraftfluss in Gewindegängen ist oftmals in Lehrbüchern des Maschinenund Stahlbaus skizziert. Mit Hilfe der Gl. (9) kann dieser genau berechnet werden. Bild 16 zeigt die Kraftflusslinien in einem M24-Bolzen mit Druckmutter und verspanntem Flansch (Halbmodell bezüglich der Symmetrieebene y = –12 mm). Es handelt sich um eine rotationssymmetrische Idealisierung, nichtlineare Kontaktanalyse bei Vernachlässigung der Gewindestei-

Bild 16. Y-Kraftfluss in Schraubverbindung mit Druckmutter und verspanntem Flansch; a) in der 3D-Darstellung mutieren die Kraftflusslinien zu konzentrischen Rohren; b) standardmäßige 2D-Darstellung mit radial korrekt gewichteten Kraftflusslinien Fig. 16. Y-load path in a bolted connection, a) 3D graph of load path as concentric tubes, b) 2D standard graph of load path

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Bild 17. Detail aus Bild 16b mit dichterer Darstellung der Kraftflusslinien; überlagert sind die axialen Normalspannungen σzz (rot: hohe Zugspannungen, blau: hohe Druckspannungen) Fig. 17. Detail from Fig. 16b with denser load path, overlaid by axial stresses σzz

gung mit dem FEM-Programm Abaqus. Dargestellt sind die Kraftflusslinien der axialen z-Richtung. Zwischen jeweils zwei Kraftlinien bzw. konzentrischen Kraftröhren ist der Kraftfluss fz = [τzr σzz] · Kraftröhrendicke = konstant. Der flanschnahe Gewindegang trägt am meisten. Für eine genaue Darstellung der Lastverteilung in den einzelnen Gewindegängen müssen jedoch die Kraftflusslinien dichter ermittelt werden, wie dies in Bild 17 gezeigt ist.

Danksagung Der Autor dankt dem Bundesministerium für Bildung und Forschung

(BMBF) sowie dem Projektträger Jülich (PTJ) für die Förderung eines Verbundforschungsvorhabens, aus dem diese Arbeit hervorgegangen ist. Literatur [1] Venkatraman, B., Patel, S.: Structural Mechanics with Introductions to Elasticity and Plasticity. New York: McGrawHill Book Company 1970. [2] Wyss, T.: Die Kraftfelder in elastischen Körpern. Berlin: Verlag von Julius Springer 1926. [3] Waldman, W., Heller, M., Kaye, R., Rose, F.: Advances in Two-dimensional Structural Loadflow Visualisation. Engineering Computations 19 (2002), pp. 305–326.

[4] Kelly, D. W., Elsley, M.: A Procedure for Determining Load Paths in Elastic Continua. Engineering Computations 12 (1995), pp. 415–424. [5] Moldenhauer, H.: Entwicklung von effizienten, einfach anzuwendenden Konstruktionsprinzipien für technische Bauteile nach dem Vorbild der Natur. BMBF Förderkennzeichen: 01 RI 0638 C, 1.2.2007–30.4.2010. Mitbeteiligte Partner: KIT Karlsruhe, EJOT Baubefestigungen GmbH Bad Laasphe, Sachs Engineering Engen. [6] Beitz, W., Küttner, K.: Dubbel – Taschenbuch für den Maschinenbau. Berlin: Springer-Verlag 1987. [7] Wyss, T.: Forschungsarbeiten auf dem Gebiete des Ingenieurwesens. Beitrag zur Spannungsuntersuchung an Knotenblechen eiserner Fachwerke. Berlin: Verlag VDI 1923. [8] Moldenhauer, H.: Berechnung variabler Faserverläufe zur Optimierung von Compositestrukturen. Lightweightdesign (2011), S. 51–56. [9] Stahl-Informations-Zentrum: Anwendungen von Schrauben im Stahlbau, Merkblatt 322. Düsseldorf 2001. [10] Szabó, I.: Höhere Technische Mechanik. Berlin 2001.

Autor dieses Beitrages: Dipl.-Ing. Herbert Moldenhauer, hm@FEM-Moldenhauer.de Dipl.-Ing. H. Moldenhauer GmbH, Im Brückengarten 9a, 63322 Rödermark

Aktuell Neue Lagerhalle für Stemcor Das Tochterunternehmen ALS (Allgemeine Land- und Seespedition GmbH) des Logistikdienstleisters Lehnkering vergrößert seinen Hauptstandort auf der Südseite des Duisburger Parallelhafens um 23650 m2. Im Rahmen der langjährigen Zusammenarbeit mit dem international tätigen Stahlhändler Stemcor entstehen hier neue Lagerkapazitäten. Die insgesamt drei geplanten Lagerhallen für Stahlträger und Langprodukte sind darüber hinaus ein wichtiger Schritt für die Etablierung eines Stahlhubs für Importmengen in Duisburg. Lehnkering

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und ALS betreiben damit nun auf insgesamt rund 82.000 m2 den Umschlag für Chemie- und Stahlprodukte im Duisburger Parallelhafen. „Duisburg ist für uns ein strategischer Ausgangspunkt für die Distribution unserer Produkte in Deutschland, den Benelux-Staaten, Österreich, der Schweiz und anderen Nachbarländern. Mit Lehnkering und ALS haben wir einen Partner gefunden, der auf den Umschlag und die Lagerhaltung von Stahl spezialisiert ist und damit genau unseren Bedürfnissen und Anforderungen entspricht“, so Thorsten Zips, Geschäftsführer Stemcor Flachstahl GmbH.

Zunächst entsteht auf dem erweiterten Terrain eine 4050 m2 große Lagerhalle mit eigener Krananlage. Der Bau der Halle soll nach derzeitigen Planungen bereits Ende 2011 abgeschlossen sein. In weiteren Bauabschnitten werden auf dem Gelände sukzessive zwei weitere Hallen mit Krananlagen errichtet. Neben der Lagerhaltung wird ALS auch Lager- und Distributionslogistik sowie Value Added Services als Dienstleistungen erbringen. Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.stemcorflachstahl.com www.lehnkering.com

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Fachthemen Andreas W. Momber Sascha Buchbach Peter Plagemann

DOI: 10.1002/stab.201201502

Untersuchungen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen – Ergebnisse der Laborprüfungen (Teil 2) Im Rahmen von Laborprüfungen wurde die Korrosionsschutzwirkung organischer Beschichtungssysteme an Kanten von Stahlkonstruktionen untersucht. Die Kanten waren mit verschiedenen mechanischen und thermischen Verfahren vor dem Beschichten gerundet worden. Es kamen drei verschiedene Beschichtungssysteme zum Einsatz, darunter ein sogenanntes kantenfreundliches System. Für die Beurteilung der Korrosionsschutzwirkung wurden drei Kennwerte herangezogen: Kantenüberdeckungsgrad, Barrierewiderstand der Beschichtung und Antikorrosiv-Effekt. Die Prüfungen umfassten Messungen der Trockenschichtdicken an Kanten und Flächen, Untersuchungen mittels elektrochemischer Impedanzspektroskopie (EIS) und beschleunigte Alterungsprüfungen in einer Wellentank-Simulationskammer. Im Teil 1 des Beitrags [34] waren Konzeption und Durchführung der Prüfungen sowie die verwendeten Prüfkörper und Korrosionsschutzsysteme beschrieben worden. Über die Ergebnisse der Laborprüfungen wird im vorliegenden Teil 2 berichtet. Investigations into the corrosion protection on edges of steel constructions – Results of laboratory investigations (Part 2). Based on laboratory tests, the corrosion protection capability of organic coating systems on edges of steel constructions was investigated. The edges were rounded with different mechanical and thermal tools. Three different coating systems were considered, whereby one of the systems was a so-called edge retentive system. Three criteria were utilized in order to assess the corrosion protection capability: edge coverage degree, barrier resistance of the coating systems, and an anticorrosive effect. The tests included DFT measurements on edges and areas, electrochemical impedance spectroscopy (EIS) measurements and accelerated ageing tests in a wave tank simulation chamber. Part 1 of the paper covered the general experimental design and details of the experimental procedure, whereas the present Part 2 reports about results of the test programme.

Ergänzung zum Teil 1 Herr Joachim Pflugfelder (SIKA Deutschland GmbH) hat freundlicherweise darauf aufmerksam gemacht, dass im Bereich des Brückenbaus der erforderliche Vorbereitungsgrad an Kanten in Abhängigkeit von der angenommenen Schutzdauer eines Korrosionsschutzsystems und der Korrosivitätskategorie festgelegt werden muss [35]. Entsprechende Hinweise finden sich in Tabelle 7. (Aus der im Teil 1 [34] des Beitrages zitierten DIN EN ISO 8501-3 [1] war diese einschränkende Zuordnung bei der Überarbeitung vor einigen Jahren allerdings gestrichen worden.)

Tabelle 7. Zusammenhänge zwischen Schutzdauer, Korrosivitätskategorie und Vorbereitungsgrad [35] Table 7. Relationships between expected durability, corrosivity category and preparation grade [35] Schutzdauer1) Korrosivitätskategorie2) Vorbereitungsgrad3) 4) > 15 Jahre

C1/C2 Oberhalb C2

P1 P2

5 bis 15 Jahre

C1 bis C3 Oberhalb C3

P1 P2

< 5 Jahre

C1 bis C4 C5 – Im

P1 P2

1) 2) 3) 4)

Zeitspannen für die Schutzdauer sind in DIN EN ISO 12944-1 definiert Korrosivitätskategorien sind in DIN EN ISO 12944-2 definiert P-Grade sind in Tabelle 1 definiert in speziellen Fällen kann P3 festgelegt werden

5 Ergebnisse der Laborprüfungen 5.1 Ergebnisse der Schichtdicke-Messungen Schichtdickenverteilungen für das Beschichtungssystem 2 sind in Tabelle 8 in Form von Querschliffen für zwei Kantenradien, erzeugt mittels verschiedener Bearbeitungsverfahren, illustriert. Weitere Ergebnisse von Querschliffaufnahmen sind in Tabelle 9 vorgestellt; hier sind auch die entsprechenden, mittels Gl. (1) ermittelten KG-Werte aufgelistet (vgl. [34]). Auf allen Bildern können ungleichmäßige Verteilungen der Schichtdicken festgestellt werden; diese Erscheinung ist typisch für alle Versuchsbedingungen. Ergebnisse detaillierterer Messungen an einer Beispielprobe sind im Bild 9 zusammengefasst. Die Messwerte wurden wie folgt ermittelt: Im Abstand von jeweils 1 cm (Lage) wurde ein Querschliff angefertigt, an dessen metallographischer Aufnahme die Schichtdicke im Abstand von jeweils 0,5 mm (Position) bestimmt wurde. Bild 9a illustriert Lage und Position der Messstellen, und im Bild 9b sind die Ergebnisse der Schichtdickenmessungen dargestellt. Im Bild 9b kann erkannt werden, dass die Schichtdickenschwankungen an den Kantenbereichen wesentlich deutlicher ausgeprägt sind als in den Flächenbereichen. Dieser Effekt kann quantitativ mittels der Standardabweichung der Schichtdicke ausgedrückt werden: Sie beträgt für die im Bild dargestellten Messergebnisse σ = 24 μm für die Schichtdicke an den Flächen; und σ = 61 μm für die Schichtdicke an den Kanten. Die Schichtdicke über einer Kante, und somit auch der

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Tabelle 8. Beispiele für polierte Querschliffe mit zwei Kantenradien Table 8. Examples for polished cross-sections with two edge radii Werkzeug

R = 1 mm

R = 2 mm

Flex

Formfräser

Feststofflaser

CO2-Laser

Plasma

Kantenbedeckungsgrad, ist ein stochastischer Kennwert, der keine eindeutigen Aussagen über die zu erwartende lokale Schutzwirkung zulassen kann. Ein eindeutig definierter Kennwert ist hingegen die im Bereich einer Kante gemessene geringste Trockenschichtdicke. Im Sinne einer Barrierewirkung sollte dieser Kennwert auch eine kritische Bedeutung haben. In Tabelle 9 sind verschiedene gemessene KG-Werte gelistet, und zwar in Abhängigkeit von den verschiedenen Bearbeitungsverfahren. Die KG-Werte liegen zwischen 0,63 und 0,92; sie schwanken somit um einen Betrag von 46 %. Die Einflüsse der Bearbeitungswerkzeuge auf die Makrogeometrie der Kanten können deutlich unterschieden werden. Die Ergebnisse sind im Bild 10 für verschiedene Bearbeitungsbedingungen zusammengefasst. In beiden Darstellungen kann erkannt werden, dass der Kantenbedeckungsgrad vom Kantenradius unabhängig ist. Ein höherer R-Wert führt nicht zwangsläufig zu höheren Werten für KG. Verschiedentlich, insbesondere im Fall des Formfräsers, aber auch im Fall der Flexbearbeitung, reduziert sich der Kantenbedeckungsgrad an einer besser gerundeten Kante.

5.2 Ergebnisse der Prüfungen mit Elektrochemischer Impedanzspektroskopie (EIS) Zunächst sollen Einzelergebnisse der Elektrochemischen Impedanzspektroskopie (EIS)-Messungen besprochen wer-

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

den. Im Bild 11 sind Werte für die Barrierewiderstände der drei Beschichtungssysteme in Abhängigkeit von Bearbeitungskennwerten für zwei Bearbeitungsverfahren über der Prüfdauer aufgetragen. Es fällt sofort auf, dass einige Varianten bereits nach 10 bzw. 20 Tagen extrem niedrige Widerstände aufweisen – unterhalb des als kritisch definierten Wertes von 106 Ω. Inspektionen der entsprechenden Proben ergaben, dass stets Beschichtungsschäden vorlagen, insbesondere Blasen, Risse, mechanische Verletzungen oder nadelstichförmige Unterrostungen. Einige Beispiele sind für die im Bild 11 mit den Buchstaben A bis C gekennzeichneten Prüfbedingungen in Tabelle 10 abgebildet. Diese Schäden in den Beschichtungen müssen als Ursachen für eine geringe lokale Barrierewirkung der entsprechenden Systeme angesehen werden. Interessant ist weiterhin die Tatsache, dass die in Tabelle 10 dargestellten Beschichtungsschäden nicht notwendigerweise an den Stellen mit den geringsten Schichtdicken auftraten. Es konnte auch grundsätzlich kein eindeutiger Zusammenhang zwischen den

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Plasma

Querschliff

Festkörperlaser

CO2-Laser

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

0,92

0,83

0,63

0,90

0,92

0,83

0,78

0,88

0,82

0,94

0,92

0,91

0,73

0,84

0,97

0,65

0,82

Querschliff

0,90

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

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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)

Bild 11. Barrierewiderstand als Funktion von Prüfzeit, Beschichtungssystem und Kantenradius (s. Tabelle 10 für A, B und C): Bearbeitungsbedingungen: 1. Ziffer = Beschichtungssystem; 2. Ziffer = Kantenradius in mm; a) Bearbeitung mit CO2Laser; b) Bearbeitung mit Plasma Fig. 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

Werten für Barrierewiderstand und der geringsten Schichtdicke an den Kanten gefunden werden. Von wesentlicher praktischer Bedeutung ist die Tatsache, dass die Beschichtungsschäden mittels EIS-Messungen eindeutig erfasst werden können. Die mittels EIS bestimmten Barrierewiderstände an den Kanten weisen einen typischen zeitlichen Verlauf auf, wie er beispielhaft im Bild 12 dargestellt ist. Es können zwei Verhaltensweisen unterschieden werden: kontinuierliches und diskontinuierliches Verhalten. Die kontinuierlich verlaufenden Funktionen können in zwei Bereiche unterteilt werden. In einem ersten Bereich, zwischen 20 bis 40 Tagen, nimmt der Widerstand zunächst ab. Diese Anfangsreduktion kann mit der Wasseraufnahme der Beschichtung

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erklärt werden. In einem zweiten Bereich nimmt der Widerstand dann einen annähernd konstanten Wert an. Diskontinuierliches Verhalten, im Bild 12 mit den Buchstaben a bis e gekennzeichnet, ist durch ein plötzliches Absinken des Widerstandes gekennzeichnet. Es wird offenbar durch ein singuläres Ereignis ausgelöst. Die Befunde der gemessenen kapazitiven Kennwerte stimmen mit den beschriebenen Verhaltensweisen überein. Die kapazitiven Eigenschaften einer Beschichtung beruhen – vereinfacht dargestellt – darauf, dass sie sich zwischen zwei Grenzflächen zu elektrisch leitfähigen Medien (Elektrolyt und metallisches Substrat) befindet, und somit eine Art Kondensator bildet. Die Kapazität der Schicht kann mittels eines sogenannten Constant Phase Element

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

Bild 13. Zeitliche Entwicklung der kapazitiven Beschichtungskennwerte Y0 (in S · sn) und n (dimensionslos) unter verschiedenen Prozessbedingungen Fig. 13. Temporal development of the capacitive coating parameters Y0 (in S · sn) and n (dimensionless) under different process conditions

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

rauf hinweist, dass sie bis zum Substrat reichen. Weiterhin wurde festgestellt, dass die Risse meist parallel zu den Kanten angeordnet sind. Ein Beispiel ist im Bild 14 zu sehen. Die beschriebenen Beobachtungen weisen auf Rissbildung aufgrund innerer Spannungen in den Beschichtungssystemen hin. Als Ursache der Spannungen kann die nachgewiesene Wasseraufnahme der Beschichtungen angenommen werden, die zu einem Quellen des Beschichtungswerkstoffs führt. Als Kriterium für den beginnenden Beschichtungsabbau und die Einleitung von Korrosion kann somit das Auftreten einer kritischen inneren Spannung in einem Beschichtungssystem angenommen werden. Entsprechende Untersuchungen finden sich in [38] und [39]. In letzter Zeit publizierte Ergebnisse über die Wirksamkeit von faserverstärkten organischen Korrosionsschutzbeschichtungen für Wasserballasttanks stützen die Annahme ebenfalls ([40], [41]). Das konventionelle Kriterium „niedrigste Trockenschichtdicke“ scheint hingegen, zumindest unter den vorliegenden Beanspruchungsbedingungen, keine entscheidende Rolle zu spielen. Da Risse an den Kanten nur lokal auftraten, spielen lokale Kantenmorphologie und Schicht-

C = Y 0n

(3)

Wie in Bild 13 zu erkennen ist, liegt der Wert für n nahe bei 1, was dem Modell eines idealen Kondensators nahe kommt (C = Y0). Der Kennwert Y0 steigt für die Proben mit kontinuierlichem Verhalten zunächst steil an, was auf die Wasseraufnahme und die damit verbundenen dielektrischen Eigenschaften der Beschichtung zurückzuführen ist ([36], [37]). Der anschließende, wesentlich langsamer verlaufende Anstieg ist auf die Wirkung weiterer Prozesse zurückzuführen, die jedoch nicht genauer spezifiziert werden kann. Dennoch zeigen die Ergebnisse, dass weiterhin strukturelle Veränderungen in der Beschichtung ablaufen. In den Fällen der Proben mit diskontinuierlichem Verhalten können zu dem Zeitpunkt, an dem ein singuläres Ereignis auftritt, die kapazitiven Eigenschaften nicht mehr zuverlässig bestimmt werden. Detaillierte Inspektionen der entsprechenden Proben ergaben, dass sich ein Riss in der Beschichtung gebildet hatte. An den Rissen wurden im weiteren Verlauf Korrosionsprodukte gefunden, was da-

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

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

Lokale Korrosivität

AE-Wert (Mittelwert)

AE-Wert (Standardabweichung)

hoch

mittel

schwach

unwesentlich

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Vorbehandlung

AE-Wert

Vorbehandlung

AE-Wert

Ergebnisse der Wellentank-Prüfungen, basierend auf den mittels Gl. (2) ermittelten AE-Werten, sind im Bild 15 und in Tabelle 11 zusammengestellt. In der Darstellung der Ergebnisse können verschiedene Tendenzen erkannt werden. Es wird zunächst deutlich, dass die lokale korrosive Beanspruchung in den vier Kammersektionen einen entscheidenden Einfluss auf die Korrosionsschutzwirkung an den Kanten ausübt. Überraschenderweise wurden die geringsten mittleren AE-Werte im Bereich mit unwesentlicher Korrosivität (vgl. Tabelle 4) am Boden der Kammer registriert, wo die Proben aufgrund der Tankbewegung zyklisch getaucht werden. Weder zusätzliche thermische noch Spritzwasserbeanspruchung treten in dieser Kammersektion auf. Dieses Ergebnis kann erneut als Hinweis auf die Bedeutung der Feuchtigkeitsaufnahme der Beschichtungssysteme verstanden werden. Dieses Teilergebnis steht im Widerspruch zu Ergebnissen von Korrosionsgeschwindigkeitsmessungen an Stählen unter Offshore-Beanspruchung, bei denen die höchste Geschwindigkeit in der Spritzwasserzone auftritt [42]. Organische Beschichtungssysteme können in der stark korrosiven Spritzwasserzone eine gute Schutzwirkung entfalten. Die höchsten mittleren AE-Werte wurden unter schwacher korrosiver Beanspruchung durch zyklisch auftretendes Spritzwasser registriert. Unter diesen Bedingungen wurde auch die geringste Standardabweichung der AE-Werte verzeichnet (Tabelle 11). Die höchste Standardabweichung der AE-Werte wurde unter hoher korrosiver Beanspruchung registriert. In dieser Situation wirken sich Unterschiede bei der Bearbeitung der Kanten und bei der Auswahl des Beschichtungssystems offenbar besonders aus. Dieses Ergebnis ist ein deutlicher Hinweis darauf, dass beim Kantenschutz für angenommene hohe korrosive Beanspruchungen Stahlbauarbeiten sowie Beschichtungsstoffauswahl und -applikation besonders kritisch überwacht werden müssen. Es kann auch im Vergleich der Bilder 15a und 15c ein Zusammenhang zwischen Bearbeitungswerkzeug und lokaler Korrosivität erkannt werden. Während der Formfräser bei hoher Korrosivität hohe AEWerte liefert, können bei unwesentlicher Korrosivität nur geringe AE-Werte realisiert werden. Es konnte weiterhin

Vorbehandlung

AE-Wert

5.3 Ergebnisse der Prüfungen in der WellentankSimulationskammer

AE-Wert

dickenverteilung, nicht aber globale Kennwerte, wie Rundungsradius oder mittlere Trockenschichtdicke, maßgebliche Rollen.

Vorbehandlung

Bild 15. Einfluss von lokaler Korrosivität in der WellentankSimulationskammer und Vorbereitungsverfahren auf den AE-Wert. Korrosive Beanspruchungen: a = 1 (hoch), b = 2 (mittel), c = 4 (unwesentlich), d = 3 (schwach); Die Ziffern 1 bis 4 entsprechen den Definitionen in Tabellen 4 und 11; die vier Säulen verkörpern verschiedene Beschichtungen und Radien Fig. 15. Effect of local corrosivity in the wave tank simulation chamber and treatment tools on AE values. Corrosive loads: 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

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ein deutlicher Einfluss der Beschichtungssysteme auf die AE-Werte festgestellt werden. Das kantentolerante System 3 weist im Vergleich mit den konventionellen Systemen höhere AE-Werte und somit eine sehr bessere Korrosionsschutzwirkung auf. Darüber wird demnächst gesondert im Teil 3 des Beitrages berichtet werden. Bei den Ergebnissen der AE-Prüfungen konnte keine eindeutige Tendenz beim Einfluss des Kantenradius’ erkannt werden. In lediglich 57 % aller untersuchten Proben lagen die AE-Werte für R = 2 mm über denen für R = 1 mm; in 30 % aller Fälle trat die umgekehrte Tendenz auf, und in 13 % aller Fälle konnte überhaupt kein signifikanter Unterschied zwischen den beiden Kantenradien festgestellt werden. Während der 3. Auslagerung wurden in der Tendenz niedrigere AE-Werte ermittelt. In diesen Fällen waren die Kanten aus betriebstechnischen Gründen mit einem etwas gröberen Strahlmittel vorbereitet worden, was zu einer erhöhten Rauheit auf den Kantenoberflächen führte. Bei gleicher Makrogeometrie (Kantenradius) weisen die Proben aus der 1. bzw. der 3. Auslagerung eine unterschiedliche Mikromorphologie auf. Dieses Ergebnis bestätigt die Erkenntnis, dass die Kantengeometrie allein kein eindeutiges Kriterium für die Beurteilung der Korrosionsschutzwirkung von organischen Kantenschutzsystemen sein kann.

6 Oberflächeneffekte Die Zusammenhänge zwischen (globaler) Makrogeometrie (R-Wert) und (lokaler) Mikromorphologie sind in Tabelle 12 nochmals verdeutlicht. Tabelle 12. Unterscheidung zwischen identischer Makrogeometrie (R-Wert) und unterschiedlicher Mikromorphologie an gerundeten Kanten (Bilder: Fraunhofer AGP, Rostock; ergänzt durch die Autoren) Table 12. Differentiation between equal macro-geometry and unequal micro-morphology on rounded edges (photographs: Fraunhofer AGP, Rostock; completed by authors) R-Wert Geometrie und Morphologie in mm (Bezugsoberfläche und Oberflächentextur) 2,2

WIG-Schweißen

Plasma

1,9

In der DIN EN ISO 8785 [43] wird zwischen den Begriffen „Bezugsoberfläche“ und „Oberflächentextur“ unterschieden. Dabei hat die Bezugsoberfläche die Form einer geometrischen Oberfläche, und die Oberflächentextur bestimmt wiederholte oder zufällige Abweichungen von der geometrischen Oberfläche. Die Oberflächentextur beinhaltet u. a. Rauheit, Welligkeit und Oberflächenunvollkommenheiten. Diese hierarchische Unterteilung kann auf das Problem der Kantengeometrie angewandt werden. In der oberen Bildreihe von Tabelle 12 ist dieser Ansatz illustriert. Die durch den Rundungsradius R vorgegebene Kreisumfangslinie soll als Bezugsoberfläche BO aufgefasst werden (wobei die eigentliche Fläche aus dem Produkt von Kreisausschnittslänge L1-L2 und Kantenlänge gebildet wird). Die eine Oberflächentextur aufweisende Fläche ist mit OT gekennzeichnet. Je mehr sich beide Flächen annähern, desto eindeutiger sollte der Einfluss des Rundungsradius’ R auf die Korrosionsschutzwirkung organischer Beschichtungssysteme ausfallen. Je weiter beide Flächen voneinander abweichen, desto stärker wird der Einfluss von Merkmalen der Oberflächentextur hervortreten.

Danksagung Das Projekt BEKAS wurde mit Mitteln des Bundesministeriums für Wirtschaft und Technologie (BMWi) gefördert, wofür an dieser Stelle gedankt werden soll. Die folgenden Projektpartner waren beteiligt: Center of Maritime Technologies e.V., Hamburg; Fraunhofer AGP, Rostock; Fraunhofer IFAM, Bremen; IMAWIS GmbH, Wismar; SLV Mecklenburg-Vorpommern GmbH, Rostock. Die folgenden assoziierten Partner waren beteiligt: DNV Germany GmbH, Hamburg; Flensburger Schiffbau-Gesellschaft mbH, Flensburg; Meyer Werft GmbH, Papenburg; Peene Werft GmbH, Wolgast; TKMS Blohm+Voss Nordseewerke GmbH, Emden; Wadan (jetzt Nordic) Yards, Rostock. Wenn nicht anders gekennzeichnet, wurden alle Abbildungen vom Fraunhofer IFAM, Bremen, und der Muehlhan AG, Hamburg, zur Verfügung gestellt. Literatur [34] Buchbach, S., Plagemann, P., Momber, A. W.: Untersuchungen zum Korrosionsschutz von Kanten an Stahlkonstruktionen – Problemstellung und Versuchsdurchführung (Teil 1). Stahlbau 80 (2011), H. 1, S. 30–38. [35] DIN EN 1092-2: Ausführungen von Stahltragwerken und Aluminiumtragwerken – Teil 2: Technische Regeln für die Ausführung von Stahltragwerken. Berlin: Beuth-Verlag, Dezember 2008. [36] Allahar, K. N., Hinderliter, B. R., Tallman, D. E., Bierwagen, G. P., Croll, S. G.: Water transport in multilayer organic coatings. J. Electrochem. Soc. 155 (2008), Issue 8, p. F201. [37] Holyoake, K., Yuan, J.: Electrochemical impedance spectroscopy measurements of barrier coatings. Proc. Conf. on Corrosion and Prevention, Aukland, New Zealand, 19.–20. November 2000. [38] Øyen, A., Johnsen, R., Øystein-Knudsen, O., Bjørgum, A., Polanco-Loria, M.: Internal stress and mechanical properties of paint films. NACE Corrosion 2007, Paper 07003, NACE International, Houston, TX, USA, 2007. [39] Mills, G., Eliasson, J.: Factors influencing early crack development cargo and ballast tank coatings. J. of Prot. Coat. and Lin. 23 (2006), No. 2, pp. 10–21.

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[40] Pedersen, T. L., Jensen, C. K.: Fiber reinforced crack resistant coatings for ballast tanks. NACE Corrosion 2006, Paper No. 06038, NACE International, Houston, TX, USA, 2006. [41] Pedersen, L. T.: Advances in commercial marine coatings through fibre reinforcement. PCE Marine Coatings Conference, Hamburg, Germany, September (2008). [42] Ault, P.: The use of coatings for corrosion control on offshore oil structures. Protect. Coat. Europ. 11 (2006), No. 4, pp. 42–46. [43] DIN EN ISO 8785: Oberflächenunvollkommenheiten: Begriffe, Definitionen und Kenngrößen. Berlin: Beuth-Verlag, Oktober 1999.

Autoren dieses Beitrages: Privatdozent Dr.-Ing. habil. Andreas W. Momber, momber@muehlhan.com Muehlhan AG, Schlinckstraße 3, 21107 Hamburg Dipl.-Ing. Sascha Buchbach, sascha.buchbach@ifam.fraunhofer.de, Dr. Peter Plagemann, pla@ ifam.fraunhofer.de, Fraunhofer Institut für Fertigungstechnik und Angewandte Materialforschung, Wiener Straße 12, 28359 Bremen

Aktuell 5. HDT-Fachtagung: Türme und Gründungen bei Windenergieanlagen Die 5. Fachtagung „Türme und Gründungen bei Windenergieanlagen – Towers and Foundations for Wind Energy Converters“ am 28. und 29. Februar 2012 im Haus der Technik in Essen vermittelt kenntnisreiche Einblicke in die unterschiedlichen Konstruktionen, in Baugrunduntersuchungen und Fundamentberechnungen für Windkraftanlagen. Die Entwicklung der Windenergie zu einer der größten erneuerbaren Energiequellen der Welt schreitet rasant voran. Mitte des Jahres 2011 waren in Deutschland ca. 28000 MW Nennleistung Windenergie installiert. An Land sind dabei Türme mit über 100 m eine Schlüsseltechnologie. Eine sichere Unterkonstruktion, die in der Lage ist, den Belastungen von Sturm und – offshore – auch hohem Wellengang zu widerstehen ist dabei zwingend notwendig. Immer größere Windkraftanlagen und die Entwicklung hin zum Offshoreeinsatz stellen die Fachleute bei der Bemessung der Tragstrukturen vor neue Herausforderungen. Aktuelle Probleme bei den „Grouted

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Joints“ (Offshore) sind dabei nur ein Stichwort. Mit der anstehenden Einführung der neuen Eurocodes im Jahr 2012 wurde auch eine Aktualisierung der DIBtRichtline für Windenergieanlagen (WEA) erforderlich.

Spezielle Themen der Fachtagung sind Schalenstabilität, Ermüdungsnachweise und konstruktive Details der Verbindungen. Sowohl Einwirkungen wie Nachweise für Türme und Gründungen von WEA werden durch die Aktualisierung der DIBt-Richtlinie WEA novelliert und im Rahmen dieser Veranstaltung vorgestellt. Praxiserfahrungen stehen dabei im Vordergrund der Ausführungen. Zum Thema Offshore wird ergänzend auch über das Trag- und Ermüdungsverhalten von Grouted Joints und die Instandsetzung von Grouted Joints in Monopiles berichtet. Die Veranstaltung findet in Kooperation mit der Leibniz Universität Hannover statt. Geleitet wird die Tagung von Prof. Dr. Peter Schaumann vom Institut für Stahlbau der Leibniz Universität Hannover. Aufgrund der hohen Nachfrage aus dem Ausland wird die Veranstaltung mit Simultanübersetzung angeboten. Eine begleitende Fachausstellung rundet das Angebot ab.

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

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Fachthemen Ulf Nürnberger

DOI: 10.1002/stab.201201503

Sind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile in Hallenbädern gerechtfertigt? In der DIN EN ISO 12944, Teil 2, wird die Korrosionsbelastung in Hallenbädern einer Korrosivitätskategorie C4 (starke Korrosionsbelastung) zugeordnet. Folgt man den Angaben dieser Norm, dann sollte bei verzinkten Bauteilen der jährliche Zinkabtrag in einer Hallenschwimmbadatmosphäre mehrere Mikrometer betragen. Ein solches Korrosionsverhalten stimmt jedoch nicht mit den baupraktischen Erfahrungen überein. Im vorliegenden Beitrag wird die Badatmosphäre aus korrosionschemischer Sicht betrachtet. Weiterhin werden Untersuchungen an verzinkten Bauteilen in bis zu 40 Jahre alten Hallenschwimmbädern dargestellt, und es werden Ergebnisse zur langzeitigen Zinkkorrosion in einem im Hinblick auf die Korrosionsbeanspruchung eher kritischen Bad dargelegt. Danach ist die Zinkkorrosion in den mit Leitungswasser betriebenen normalen Hallenschwimmbädern erheblich geringer als in der DIN EN ISO 12944 ausgewiesen. Es wird ein Vorschlag unterbreitet, diesem Sachverhalt im Regelwerk Rechnung zu tragen. Are reservations against the usage of galvanized building elements for indoor pools justified? According to DIN EN ISO 12944, part 2, the corrosion exposure in indoor pools falls under corrosion category C4 (severe corrosion exposure). Consequently, the zinc corrosion of the galvanized building elements exposed to an indoor pool atmosphere would amount to several micrometers. However, this kind of corrosion behaviour does not correspond with the practical building experiences. This paper pertains to chemical corrosion in a pool atmosphere. Furthermore, the investigations of galvanized building elements in up to 40-year-old indoor swimming pools are summarized and the results of long-time zinc corrosion in a rather critical pool atmosphere are presented. Accordingly, the zinc corrosion in a normal indoor pool using tap water is substantially lower than stated in DIN EN ISO 12944. It is proposed that account should be taken pertaining to this issue.

1 Ausgangssituation Für Dachtragwerke, Unterkonstruktionen, Verbindungs- und Befestigungselemente in Hallenbädern wird in vielen Fällen unlegierter Stahl mit einer Verzinkung als Korrosionsschutz verwendet. Die Bauteile sind – stückverzinkt (z. B. Bauprofile und HV-Schrauben) – kontinuierlich verzinkt (z. B. Bleche im Dachbereich und für Abluftkanäle, Abhänger aus Schlitzbändern und Drähten, Klemmfedern für Schnellspannabhänger) – oder galvanisch verzinkt (z. B. Abhänger bestehend aus Gewindestangen und Muttern, Klemmfedern für Schnellspannabhänger).

Während über Korrosionsschäden an luftberührten Bauteilen aus nichtrostendem Stahl hin und wieder berichtet wurde ([1] bis [3]), ist es um die Anwendung verzinkter Stähle in Hallenschwimmbädern vergleichsweise ruhig. Über negative Erfahrungen zum Korrosionsverhalten wurde bisher nicht berichtet. Dagegen ist der in den meisten, auch älteren Hallenschwimmbädern festgestellte sehr gute Zustand verzinkter Bauteile bekannt ([2], [4]). Im Widerspruch hierzu stehen die Angaben in der DIN EN ISO 12944-2 [5] bzw. EN 12500 [6] zur Zinkkorrosion in Hallenbädern. Diese Normen geben Hinweise zur Einteilung von Umgebungsbedingungen, denen Kon-

struktionen und deren Verbindungsmittel ausgesetzt sein können. Sie definieren für die atmosphärische Korrosion sogenannte Korrosionskategorien, wobei die Korrosionsbelastung in der Reihenfolge C1 bis C5 ansteigt. Tabelle 1 zeigt die Übersicht typischer, nach Korrosivitätskategorien geordnete Umgebungen für den Innenbereich. Hallenschwimmbäder werden in eine Korrosivitätskategorie C4 (starke Korrosionsbelastung) eingeordnet. Dabei wird davon ausgegangen, dass hier ständig hohe Feuchte, auch Kondensation und mäßig hohe Verunreinigungen an Schadgasen und Aerosolen vorherrschen. Die Normen geben auch Hinweise zum Anfangskorrosionsverhalten (Dickenabnahme) der Baumetalle. Folgt man den Angaben in Tabelle 2, dann sollte der Zinkabtrag in einer Hallenbadatmosphäre unter Bedingungen einer Korrosivitätskategorie C4 im ersten Jahr eines Einsatzes im Bad 2,1 bis 4,2 μm betragen, in den Folgejahren wäre der Abtrag dann wegen einer Ausbildung korrosionsschützender Deckschichten geringfügig geringer. Aus den genannten Abtragungen müsste man beispielsweise folgern, dass die etwa 60 μm starke Zinkauflage einer feuerverzinkten HVSchraube nach etwa 14 bis 28 Jahren aufgebraucht ist. Dies würde bedeuten, dass solche Schrauben nicht ohne zusätzlichen Korrosionsschutz in Bädern eingesetzt werden können, da in der Bautechnik der Korrosionsschutz im Regelfall auf 50 Jahre ausgelegt wird. Das angenommene Korrosionsverhalten stimmt jedoch nicht mit den baupraktischen Erfahrungen überein, zumal in einem Hallenbad die für C4 ausgewiesenen Umgebungen (ständig

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

typische Umgebung

Korrosionsbelastung

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

unbedeutend

ungeheizte Innenräume wie Sporthallen, Lager (auch nach außen offen)

gering

Produktionsräume und Gewiederholt hohe Luftfeuche/ mäßig werbe (Wäschereien, ViehKondensation und/oder geringe ställe, Brauereien, Molkereien, Verunreinigungen Schlachthöfe)

Chemieanlagen, Hallenschwimmbäder, intensiv genutzte Feuchträume

Industrielle Gebäude/ ständig hohe Feuchte/KondenBereiche, Salzlager, Solebäder sation und/oder starke Verunreinigungen mit vor allem Schadgasen

relat. Luftfeuchte wie außen, Kondensation möglich; keine Verunreinigungen

ständig hohe Feuchte/Kondensation und/oder mäßige Verunreinigungen (saure Schadgase, Aerosole)

stark

sehr stark

Tabelle 2. Korrosion der Baumetalle im ersten Jahr einer Auslagerung für unterschiedliche Korrosivitätskategorien nach DIN EN ISO 12944-2 [5] Table 2. Corrosion rates for the first year of exposure fort the different corrosivity categories after DIN EN ISO 12944-2 [5] Dickenabnahme in μm/a

Korros. kateg. Korros.belastg.

C1 unbedeutend

≤ 1,3

≤ 0,1

C2 gering

1,3 bis ≤ 25

0,1 bis ≤ 0,7

≤ 0,2

0,1 bis ≤ 0,6

C3 mäßig

25 bis ≤ 50

0,7 bis ≤ 2,1

0,2 bis ≤ 0,7

0,6 bis ≤ 1,3

C4 stark

50 bis ≤ 80

2,1 bis ≤ 4,2

0,7 bis ≤ 1,8

1,3 bis ≤ 2,8

80 bis ≤ 200

4,2 bis ≤ 8,4

1,8 bis ≤ 3,6

2,8 bis ≤ 5,6

C5-I sehr stark C5-M sehr stark

hohe Feuchte bzw. Kondensation) höchstens gelegentlich zutreffen (Abschnitt 3). Die Einordnung der Hallenbäder in C4 ist somit aus Sicht einer Beurteilung von verzinkten Stählen nicht realistisch und, wie im Folgenden gezeigt wird, korrosionstechnisch auch nicht begründbar. Die Einordnung nach C4 orientiert sich in erster Linie an den in einigen Fällen an nichtrostenden Stählen in Hallenbädern festgestellten Korrosionserscheinungen und Schäden. Nicht ausreichend hoch legierte nichtrostende Stähle erleiden in einer Hallenbadatmosphäre Loch-

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und Spannungsrisskorrosion ([1] bis [3], [7]). Infolge Spannungsrisskorrosion kann es zu dem spontanen Versagen einer belasteten Konstruktion kommen. Zink und Stahl werden in einer Hallenbadatmosphäre eher durch eine gleichmäßige Flächenkorrosion angegriffen und dieser Flächenabtrag erfolgt beim Zink sehr langsam. Da die Festigkeiten der verzinkten Stähle, von Ausnahmen abgesehen (z. B. HV-Schrauben der Festigkeitsklasse 10.9), unter 1000 N/mm2 liegen, kann bei diesen Werkstoffen auch jegliche Form von Spannungsrisskorrosion ausgeschlossen werden [7].

In der Folge wird das Klima in Hallenschwimmbädern aus korrosionstechnischer Sicht dargelegt. Anschließend wird das Korrosionsverhalten von Zink unter Berücksichtigung dieser Einflüsse beschrieben. Anhand von Beispielen wird sodann das Langzeitverhalten verzinkter Stähle in Hallenschwimmbädern aufgezeigt, und es wird über Langzeitauslagerungen stückverzinkter Bleche in verschiedenen Atmosphären – auch in einem Hallenschwimmbad – berichtet. Schließlich wird ein Vorschlag zur realistischen Einstufung des Korrosionsverhaltens verzinkter Stähle in Hallenbädern unterbreitet.

2 Hallenbadklima Die Korrosivität einer Hallenbadatmosphäre für Metallteile kann auf folgende Ursachen zurückzuführen sein ([1], [7]): Wasserdampfgehalt und eine erhöhte Temperatur der Luft, gelegentlich Kondenswasserbildung, Ablagerungen salzhaltiger Aerosole und Desinfektionsbehandlung des Badewassers.

2.1 Die Feuchte im Bad Die Hallenbadluft ist aufgrund der Wasserverdunstung immer relativ feucht. Die vorhandene Luftfeuchtigkeit stellt eine Belastung für anwesende Personen und für die vorhandenen Baustoffe dar. Die Verdunstungsmenge ist vor allem abhängig von dem Verhältnis von Raum- zu Wassertemperatur, der Beckengröße und der Wellenbewegung (je größer die Bewegung an der Wasseroberfläche desto höher die Verdunstungsmenge). Um den Aufenthalt für den Badegast erträglich zu machen und zur Vermeidung von Gesundheitsrisiken (Kondensat ist ein Nährboden für z. B. Schimmelpilze), muss mittels geeigneter Lüftungs- und Klimatisierungsmaßnahmen (Austausch feuchter Luft durch Frischluft) dafür gesorgt werden, dass die sogenannte Schwülegrenze im Hallenbad möglichst nicht überschritten wird. Sie liegt nach [8] bei einem unbekleideten Menschen bei einem Wassergehalt von 14,3 g/kg trockener Luft. Das entspricht bei einer Temperatur der Hallenbadluft von beispielsweise 28 °C einer relativen Luftfeuchte von etwa 60 %. Eine Begrenzung der Luftfeuchte ist auch er-

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Bild 1. Wassergehalt der Luft in Abhängigkeit von der Temperatur und der relativen Luftfeuchte Fig. 1. Moisture content of the air as a function of the temperature and the relative humidity

forderlich, um Kondenswasserbildung zu erschweren und hierdurch bedingte Bauschäden zu vermeiden. Bei sachgerechter Klimatisierung stellt die Bildung von Wasserfilmen infolge Taupunktunterschreitung zumindest für Zink die hauptsächlichste Korrosionsgefährdung in normalen (mit Leitungswasser betriebenen) Hallenbädern dar. Luft enthält bekanntlich Feuchte in Form von gasförmigem Wasser. Sie nimmt bei steigender Temperatur zunehmend eine bestimmte maximale Menge an Wasserdampf auf (Bild 1). Schwimmbäder haben deshalb stets einen erhöhten Wasserdampfgehalt. Im Vergleich zu Wohnungen mit einer Temperatur von 20 °C kann bei gleicher relativer Luftfeuchte in Hallenbädern bei 30 °C der Wasserdampfgehalt der Luft nahezu verdoppelt sein, falls keine Feuchte mittels einer Lüftung abgeführt wird. Wird feuchte Luft in einem umschlossenen Raum abgekühlt, so steigt ihre relative Feuchte, sofern keine Feuchtigkeit entzogen wird. Kondenswasser wird gebildet, wenn wasserdampfhaltige Luft abgekühlt wird bzw. mit kälteren Bauteilen in Kontakt steht und dadurch die max. mögliche Sättigungskonzentration überschritten wird. Temperaturdifferenzen ergeben sich aus der Wirkung von Wärmebrücken. Dies sind Stellen in der Konstruktion, die einen geringeren Wärmedämmwert aufweisen als ihre Umgebung. Hierzu gehören meistens Metallteile, welche einen zeitweise kälteren Außenbereich mit einer wärmeren Umgebung verbin-

den. Die Metallteile sind dann wegen ihrer besseren Temperaturleitfähigkeit kälter als ihre Umgebung mit eher wärmedämmenden Eigenschaften. Man erkennt in Bild 1, dass zur Ausscheidung von Wasser aus der wasserdampfhaltigen Luft eine umso geringere Temperaturdifferenz (Abkühlung) erforderlich ist, je höher die relative Luftfeuchte ist: Es muss bei 80 % r. F. von 20 auf 16 °C und bei 50 % r. F. von 20 auf 9 °C abgekühlt werden, bevor es zur Kondensation kommen kann. Für den für Hallenbäder geforderten max. Wassergehalt von 14,3 g/kg, dem bei 28 °C eine relative Luftfeuchte von 60 % entspricht, liegt der Taupunkt bei 19,5 °C. Tauwasser bildet sich somit nur dann, wenn Luft an Metallflächen abkühlt, deren Temperatur 8,5 °C unter der Lufttemperatur liegt. Bei Vermeidung von Wärmebrücken kann eine solche Temperaturdifferenz von Bauteil und Luft nicht vorkommen. Aber selbst an vorhandenen Wärmebrücken stellt eine solche Temperaturdifferenz ein eher seltenes Ereignis dar.

2.2 Salzgehalt der Luft Über Konvektion werden Salze wie Natriumchlorid NaCl gelöst in feinsten Wassertröpfchen aus dem Badewasser ausgetragen und lagern sich zusammen mit Stäuben auf Metallteilen ab. Während der Chloridgehalt im Wasser von Süßwasserschwimmbecken im Bereich von 0,1 g/l Cl– liegt, beinhaltet Mineral- oder gar Solewasser je nach Zusammensetzung ein Vielfaches an Chlorid. In sich ablagernden Feststoffen wurden in üblichen mit Leitungswasser betriebenen Schwimmbädern bis zu 5 M.-% Chlor

gefunden; in einem Mineralbad wurden 18 M.-% und in einem Solebad 40 M.-% Chlor (jeweils als Chlorid vorliegend) gemessen [1]. Zwar ist die Hallenbadatmosphäre im Regelfall nicht so feucht, dass (bei Abwesenheit von Wärmebrücken) auf den Oberflächen von Metallteilen Wasserfilme existieren, jedoch können einige Salze aufgrund ihres hygroskopischen Charakters bereits bei den üblichen relativen Luftfeuchten trockener Innenräume gesättigte Salzlösungen bilden und somit auch in Innenräumen wie Hallenschwimmbädern kritische Korrosionsbedingungen schaffen [2]. Die Fähigkeit zur Bildung korrosionsaggressiver Salzlösungen hängt ab von der Art der Salze und dem Gehalt dieser Salze in der Hallenbadatmosphäre. Unter hygroskopisch versteht man das Verhalten eines Salzes, aus der Luft dampfförmiges Wasser zu binden. Als ausgeprägt hygroskopische Substanzen fördern einige Salze auch bei geringen relativen Luftfeuchten die Bildung wässriger Lösungen. Bei der sogenannten Sättigungsfeuchte (Bild 2 zeigt die auf 20 °C bezogenen Sättigungsfeuchten), einer für jedes Salz charakteristischen relativen Luftfeuchte, bilden Salze gesättigte Salzlösungen. Oberhalb der Sättigungsfeuchte nimmt das Salz bei steigender relativer Feuchte weiter Wasser auf und zerfließt. Mit dieser zusätzlichen Wasseraufnahme geht eine zunehmende Verdünnung der Salzlösung einher. Nach Überschreiten der Sättigungsfeuchte kann somit bei Metallen im Kontakt mit Aerosolen mit der Bildung eines salzhaltigen Elektrolyten und somit mit Korrosion gerechnet werden.

Bild 2. Sättigungsfeuchte einiger Neutralsalze [1] Fig. 2. Moisture saturation of some neutral salts [1]

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Beim Salzgehalt von Leitungswasser dominiert anteilmäßig das Natriumchlorid. Natriumchlorid hat eine Sättigungsfeuchte von 78 % und wirkt infolge seines hygroskopischen Verhaltens somit nur dann korrosiv, wenn im Schwimmbad ständig überhöhte Luftfeuchten oder Kondenswasser vorliegen, was im Regelfall ausgeschlossen werden kann. In Mineral- und Solewässern sind bei erhöhten Neutralsalzgehalten häufig die stark hygroskopischen Salze Calcium- und Magnesiumchlorid anteilmäßig enthalten, die sich bereits in trockenen Innnenklimaten mit Luftfeuchten von wenig mehr als 30 % verflüssigen.

2.3 Desinfektionsbehandlung Eine weitere Besonderheit der Korrosivität der Atmosphäre in Hallenbädern resultiert aus der Desinfektionsbehandlung des Badewassers ([1], [2]). Überwiegend wird nach dem Chlorgas-Verfahren desinfiziert. Das dem Badewasser zudosierte Chlor reagiert mit Wasser zu hypochloriger Säure HOCl und Salzsäure HCl Cl2 + H2O ↔ HCl + HOCl

(1)

HOCl ist mit ihrer starken Oxidationskraft der desinfizierende Wirkstoff. Im Schwimmbadewasser reagiert die hypochlorige Säure mit allen organischen oxidierbaren Substanzen und Verbindungen, sie wird also verbraucht. Sie zerfällt in Wasser weiter gemäß 2HOCl ↔ 2HCl + O2

(2)

Um die desinfizierende Wirkung zu erhalten, soll der Gehalt an freiem Chlor mindestens 0,3 g/l betragen, jedoch 0,5 bis 0,6 mg/l nicht überschreiten. Aus dem überwiegend als HOCl vorliegenden überschüssigen Chlor kann sich durch Umkehrung der Reaktion (1) über dem Schwimmbecken stets auch wieder Chlorgas bilden und in die Umgebung entweichen. Insbesondere wenn die normgemäßen Werte für freies Chlor überschritten werden, kann der Gehalt der Schwimmbadluft an Chlor höher sein. Aufgrund des Gehaltes der Hallenluft an freiem Chlor und Chloridsalzen (Abschnitt 2.2) können sich diese Stoffe auf Metallteilen absetzen und auch aufkonzentrieren, falls die Bauteile, wie insbesondere bei

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Bauteilen im Deckenbereich gegeben, weder gereinigt noch wasserumspült werden. In vorhandenen Elektrolytfilmen ist somit die Bildung von Salzsäure und hypochloriger Säure möglich. Letztere ist ein starkes Oxidationsmittel, wodurch insbesondere bei passiven Metallen die Korrosionsgefahr erhöht wird.

2.4 Wertung der Hallenbadatmosphäre im Hinblick auf die Korrosion nichtrostender Stähle und verzinkter Stähle Aus den Abschnitten 2.1 bis 2.3 geht hervor, dass auf Bauteiloberflächen im Zusammenwirken mit Wasser (Tauwasser, Salzlösung) ein saurer und, je nach Art des Bades, auch ein salzreicher Elektrolyt mit stark oxidierenden Eigenschaften entstehen kann. Hierdurch werden Voraussetzungen für eine verstärkte Korrosion von Metallteilen in der Hallenbadatmosphäre geschaffen. Allerdings ist das Verhalten der Metalle in dieser Umgebung unterschiedlich: Insbesondere nichtrostende Stähle der Korrosionswiderstandsklasse II und III (z. B. Stähle der WerkstoffNr. 1.4301 und 1.4401) [9] weisen eine besondere Sensibilität gegenüber Chloriden und Säuren auf, da Loch- und Spannungsrisskorrosion möglich werden ([1], [2]). Auch die Wirkung des Hypochloritions (ClO–) ist bei diesen Werkstoffen in Verbindung mit Chloriden besonders ausgeprägt [10]: Es zerstört die Passivschicht und erhöht aufgrund seiner hohen Oxidationskraft stark das Redoxpotential. Bei nichtrostenden Stählen ist zu beachten, dass das primäre Reaktionsprodukt HOCl gemäß Gl. (2) schon durch Spuren von Nickel- und Eisenionen zu Salzsäure HCl umgesetzt wird, wodurch der Oberflächenelektrolyt dann stark sauer reagiert. Auf den Oberflächen nichtrostender Stähle in Hallenbädern wurden bei Korrosionsprodukten pHWerte um 3 ermittelt [1]. Beim verzinkten Stahl werden Chlorid- und auch Sulfationen in hohem Maße zu stabilen, schwerlöslichen hydroxidischen Reaktionsprodukten des Zinks abgebunden. Unter Berücksichtigung der geringen Chloridgehalte im Leitungswasser ist deshalb bei Zink in normalen Hallenschwimmbädern nicht von einer erhöhten Korrosionsbelastung durch

Chlorid und auch Sulfat auszugehen. Nur bei Vorliegen der stark hygroskopischen Salze wie Calcium- und Magnesiumchlorid in erhöhten Konzentrationen in Mineral- und Solebädern muss bei Zink mit einer deutlich erhöhten Korrosionsbeanspruchung gerechnet werden, wobei auch der Gehalt dieser Salze im Wasser entscheidend ist. Die Erhöhung der Oxidationskraft (des Redoxpotentials) durch Hypochlorit macht sich bei Zinkoberflächen lediglich durch eine geringe Erhöhung der Abtragsrate bemerkbar [1]. Bei verzinktem Stahl reagieren die Korrosionsprodukte auch in Hallenschwimmbädern mit pH 7 bis 7,3 neutral [1]. Der Einfluss von Neutralsalzen wie Chloriden und einer Desinfektionsbehandlung auf die Flächenkorrosion von Zink ist somit nach bisherigen Erkenntnissen weniger gravierend als auf die Loch- und Spannungsrisskorrosion bei nichtrostenden Stählen.

3 Korrosionsverhalten feuerverzinkter Bauteile an der Atmosphäre 3.1 Allgemeines Korrosionsverhalten Um Korrosionsschäden zu vermeiden, werden Konstruktionen aus unlegiertem Stahl üblicherweise geschützt, damit sie den Korrosionsbelastungen während der Nutzungsdauer standhalten. Es existieren verschiedene Möglichkeiten eines Korrosionsschutzes. Im vorliegenden Fall steht der technisch überaus bedeutsame Schutz durch eine Feuerverzinkung im Vordergrund. Die Schutzwirkung von verzinktem Stahl in den verschiedensten wässrigen bzw. wasserhaltigen Medien beruht zunächst auf einer Ausbildung von korrosionsschützenden Deckschichten aus Zinkkorrosionsprodukten. An der Atmosphäre entsteht unter der Einwirkung der Luftfeuchte zunächst Zinkhydroxid, das mit dem Kohlendioxid der Luft zu basischem Zinkcarbonat umgewandelt wird. Dieses Reaktionsprodukt ist schwer wasserlöslich und bildet somit eine Schutzschicht (Deckschicht). Durch die Korrosionsbeständigkeit wird bei einer Verzinkung auch der darunter befindliche Stahl vor Korrosion geschützt. Mit der Zeit wird die Schutzschicht durch atmosphärische Einflüsse abgetragen und aus dem Zinkuntergrund ständig erneuert, was

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letztlich eine Flächenkorrosion des Zinks bewirkt. Dieser Abtrag erfolgt über größere Zeiträume gemittelt mit zeitlich konstanter Korrosionsgeschwindigkeit, falls die Korrosionsbedingungen gleich bleiben. Nach erfolgtem Zinkabtrag setzt Stahlkorrosion ein. Die Geschwindigkeit der Korrosion hängt bei der atmosphärischen Korrosion ausschließlich vom Wasserdampfgehalt und dem Schadstoffgehalt der Luft ab. Badspezifisch sind bei Zink folgende Zusammenhänge zu beachten (s. a. Abschnitt 2): Der korrosionsverstärkende Einfluss aus Neutralsalzen und der Desinfektionsbehandlung des Badewassers ist vergleichsweise gering. Erhöhte Abtragsraten sind beim Zink nur dann zu erwarten, wenn sich auf den Bauteiloberflächen Tauwasser niederschlägt und auch längerfristig halten kann. Dann wird die Bildung der korrosionsschützenden carbonatischen Deckschichten behindert. Es bildet sich Weißrost (Zinkhydroxid), welches keine Schutzwirkung aufweist.

3.2 Zinkkorrosion in Hallenschwimmbädern Zum Korrosionsverhalten von Zink in Schwimmbädern wurden wiederholt vergleichende Untersuchungen mit nichtrostenden Stählen angestellt. Über drei solcher Untersuchungen wird im Folgenden berichtet.

3.2.1 Untersuchung 1 Die EMPA, die größte Materialprüfungsanstalt der Schweiz, hat nach dem auf Spannungsrisskorrosion an nichtrostenden Stähle zurückzuführende Deckeneinsturz im Hallenbad

Uster mit tragischen Folgen ([1] bis [3]) in über 120 Hallenbädern Kontrollen an den Befestigungselementen durchgeführt [4]. An 86 % der Befestigungselemente aus verzinktem Stahl konnte keine oder nur geringfügige Korrosion festgestellt werden. 87 % der Befestigungselemente aus nichtrostenden Stählen waren in Form von Lochkorrosion und/oder Spannungsrisskorrosion angegriffen. Der Bericht kommt zu dem Ergebnis, dass sich Befestigungselemente aus verzinktem Stahl beim Einsatz in mit Leitungswasser betriebenen Hallenschwimmbädern außerhalb des Spritzwasserbereiches gut bewährt haben.

3.2.2 Untersuchung 2 Um das Korrosionsverhalten zu untersuchen, wurden in einer umfangreichen Untersuchung in der chlorhaltigen Atmosphäre des Schwallwasserbeckens eines Hallenbades ein feuerverzinkter Bandstahl, neun nichtrostende Stähle und zwei Nickellegierungen über eine Dauer von max. 68 Monaten ausgelagert [12]. Nahezu frei von mit Rostbildung einhergehender Stahlkorrosion blieben in dieser Zeit lediglich der feuerverzinkte Stahl und die sehr hoch legierten nichtrostenden Stähle der WerkstoffNr. 1.4529, 1.4539 sowie 1.4575.

3.2.3 Untersuchung 3 Von der MPA Universität Stuttgart wurden innerhalb der letzten 20 Jahre etwa 30 Hallenschwimmbäder untersucht ([2], [13]), wobei in 22 Bädern verzinkte Einbauteile vorgefunden wurden. Bei den Untersuchungen wurden wiederholt Schäden in Form von Lochkorrosion und korro-

sionsbedingten Brüchen an Bauteilen und Verbindungsmitteln aus nicht ausreichend hoch legierten und derzeit für tragende Bauteile in Hallenbädern nicht zugelassenen nichtrostenden Stählen festgestellt. Verzinkte Oberflächen waren dagegen auch nach Jahrzehnten oftmals noch frei von jeglicher Stahlkorrosion (Rotrostbildung). Tabelle 3 zeigt eine Übersicht der an verzinkten Einbauteilen festgestellten Befunde. Untersucht wurden galvanisch (Kleinteile), kontinuierlich (Draht, Blech) und stückverzinkte Bauteile. Diese befanden sich nahezu ausschließlich im Deckenbereich der zwischen 10 und 40 Jahre alten Hallenbäder. Folgende Befunde wurden festgestellt: – Galvanisch verzinkte Einbauteile mit Zinkschichten in der Regel unter 20 µm zeigten je nach Alter (10 bis 40 Jahre) einen teilweise bis vollständigen Zinkabtrag mit geringen bis starken Anrostungen. Nur in einem Fall (35 Jahre) war die Tragfähigkeit eingeschränkt. – Kontinuierlich verzinkte Einbauteile mit Zinkschichten zwischen 15 und 40 μm zeigten nach 10 bis 40 Jahren überwiegend keine oder nur eine geringe Anrostung an wenigen Stellen, wobei bei örtlicher Anrostung des Stahls die restliche Zinkschicht meistens nur geringfügig abgetragen war. Die festgestellte mäßig starke Anrostung in einem Fall war die Folge eines starken Kondenswasserangriffes wegen gravierender Mängel beim Wärmeschutz. In keinem Fall war die Tragfähigkeit eingeschränkt. – Stückverzinkte Einbauteile mit Zinkschichten > 50 μm zeigten nach 12 bis 35 lediglich einen geringen Zinkabtrag.

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

Zinkdicke (μm)

galvanisch verzinkt

≤ 20

Abhänger: Gewindestange, Schraube, Mutter, Klemmfeder für Schnellspannabhänger

kontinuierlich verzinkt Draht/Blech

≈ 15–40

Abluftkanal, Dach, Tragprofil, Abhänger: Draht, Schlitzband, Klemmfeder für Schnellspannabhänger

stückverzinkt

> 50

Profil, HV-Schraube, Balkenschuh

Bauteil (Beispiele)

BauteilZahl der Alter dicke (mm) Bäder (Jahre) ≤ M12

1–3 (Blech)

3–5 (Draht) variierend

Befund

10–40 i. M. 25

geringe bis sehr starke Anrostung

14–40 i. M. 25

keine bis geringe (mäßige1) Anrostung

12–35 i. M. 21

lediglich geringer Zinkabtrag

mäßige Anrostung nur bei Kondenswasserangriff

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In einem 26 Jahre alten Mineral- und einem 15 Jahre alten Solebad, die nicht in Tabelle 3 erfasst wurden, wurde gegenüber den mit Leitungswasser betriebenen Bädern verstärkte Zinkkorrosion festgestellt (s. Abschnitt 3.3).

3.3 Beispiele für das Verhalten verzinkter Stähle in Schwimmbädern Das in eigenen Untersuchungen überwiegend festgestellte Verhalten in mit Leitungswasser betriebenen gechlorten älteren Hallenbädern verdeutlicht Bild 3. Die Aufnahmen stammen aus einem 35 Jahre alten Hallenschwimmbad. Ungeschützter Stahl und galvanisch verzinkte Abhänger mit Zinkauflagen zwischen 5 und max. 10 μm zeigten starke Stahlkorrosion mit merklichem Materialabtrag. Sendzimirverzinkte Trapezbleche mit Zinkdicken um 30 μm Zink und stückverzinkte HV-Schrauben bzw. Profile mit etwa 65 μm bzw. 85 μm Zinkauflage zeigten keine Stahlkorrosion und die Zinkauflagen sahen häufig noch wie neu aus. Gemittelt über die Dauer von 35 Jahren betrug der Zinkantrag deutlich weniger als 1 μm/Jahr. Höhere Abtragsraten sind bei Zink in normalen Hallenschwimmbädern lediglich unter Tauwassereinfluss zu erwarten (Abschnitt 3.1). Bild 4 zeigt ein solches Verhalten beispielhaft für ein 40 Jahre altes Bad. Wegen

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

einer nicht ausreichend funktionierenden Raumlüftung (die relative Luftfeuchte betrug 92 %, die Raumtemperatur 29 °C) und einer oberhalb der Stahlbetondecke nicht ordnungsgemäß angebrachten Wärmedämmung (die Oberflächentemperatur des Betons betrug raumseitig an einem Wintertag min. 22 °C) fand an der Stahlbetondecke wiederholt eine Taupunktunterschreitung statt, was man im Winter an Wassertropfen an der Decke (Bild 4, links) und an den Feuchteringen im Beton (Bild 4, rechts) feststellen konnte. Deshalb war die Zinkkorrosion der sendzimirverzinkten Teile im Kontakt mit dem Beton, erkenn-

bar an der Weißrostbildung und der Stahlkorrosion, stärker als an anderen Stellen. Gemittelt über die Dauer von 40 Jahren betrug der Zinkabtrag größenordnungsmäßig 1 bis 2 μm/Jahr. In einem 14 Jahre alten Solebad wurden umfangreiche Untersuchungen zum Korrosionszustand von Bauteilen aus feuerverzinktem und galfanverzinktem (95 % Zink, 5 % Aluminium) sowie nichtrostendem Stahl durchgeführt. Die Thermalsole weist besonders hohe Salzgehalte auf: Kationen

Anionen

Bild 3. Verzinkte Stähle nach 35 Jahren in der Atmosphäre eines Hallenbades 1 – galvanisch verzinkter Abhänger, Zinkdicke ≈ 8 μm; 2 – sendzimirverzinktes Trapezblech, Zinkdicke ≈ 30 μm; 3 – feuerverzinkte HV-Schraube, Zinkdicke ≈ 65 μm; 4 – stückverzinktes Stahlprofil, Zinkdicke ≈ 85 μm; 5 – ungeschützter Stahl Fig. 3. Galvanized steels after 35 years in the atmosphere of an indoor swimming pool 1 – Electrogalvanized hanger, thickness of the zinc coating ≈ 8 μm; 2 – continuously galvanized trapezoidal sheet metal, thickness of the zinc coating ≈ 30 μm; 3 – hot dip galvanized high-tension bolt, thickness of the zinc coating ≈ 65 μm; 4 – batchgalvanized steel profile, thickness of the zinc coating ≈ 85 μm; 5 – unprotected steel

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Calcium Magnesium Natrium Chlorid Sulfat

596 mg/l 108 mg/l 9040 mg/l 13600 mg/l 1740 mg/l

Sie enthält somit neben Natriumchlorid auch hohe Anteile der stark hygroskopisch reagierenden Salze Calciumund Magnesiumchlorid. Folgende Feststellungen wurden getroffen: – Die galfan- und feuerverzinkten Drähte von offenen Spiralseilen für die Aussteifung eines Glasdaches unmittelbar oberhalb des Schwimmbeckens mit ursprünglichen Zinkauflagen von etwa 50 bzw. 40 μm waren mit weißen Krusten, einer Mischung aus Aerosolen und Zinkkorrosionsprodukten, und Rotrost belegt (Bild 5). Die Zinkauflage ist größtenteils abgetragen. – Oberhalb einer zum Raum offenen Metallpaneeldecke neben dem Schwimmbecken befinden sich auch verzinkte Anlagenteile: u. a. galvanisch verzinkte Gewindestäbe und sendzimirverzinkte gelochte Blech-

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Bild 5. Galfan-verzinkte offene Spiralseile nach 14 Jahren in der Atmosphäre eines Solebades Fig. 5. Galfan coated fully locked coil ropes after 14 years in the atmosphere of a sole bath

streifen zur Abhängung der Decke und ein Lüftungskanal aus sendzimirverzinktem Blech. Die Gewindestäbe sind sehr stark abtragend korrodiert; stellenweise ist das Gewinde nicht mehr zu erkennen. Bei den stärker verzinkten Abhängern aus gelochten Blechstreifen und auch den Lüftungskanälen ist das Zink teilweise abgetragen. – Für eine Reihe sicherheitsrelevanter Bauteile wie Geländer der Empore, Befestigungen der zur Empore führenden Treppe sowie Konstruktionsteile und Verbindungsmittel des Behindertenfahrstuhls waren nichtrostende Stähle einer Korrosionswiderstandsklasse II und III nach Zulassung für nichtrostende Stähle [9] verwendet worden. Nicht gereinigte Flächen waren mit einer braunen Schicht von Rost überdeckt; darunter wurde erhebliche Lochkorrosion erkannt. Sogenannte Kopfmuttern aus nichtrostendem Stahl einer Widerstandsklasse II zur Befestigung der Fahrstuhlverglasung waren nahezu alle durch Spannungsrisskorrosion in Umfangsrichtung gerissen.

1925 erbaut und 1990 bis 1992 mit hohem Aufwand saniert, wobei auch Bauteile aus nichtrostendem Stahl verwendet wurden. Bereits wenige Monate nach erneuter Inbetriebnahme wurden intensive Korrosionserscheinungen in Form von Rostverfärbungen und Lochkorrosion auf Bauteilen aus nichtrostenden Stählen der Werkstoff-Nr. 1.4301 festgestellt. Das Badewasser wird durch Zugabe von Natriumhypochlorit desinfiziert. In der Schwimmhalle herrscht eine Temperatur von 30 °C. Es ist eine Be- und Entlüftungsanlage eingebaut. Das Schwimmbecken wird aus einer Quelle gespeist, welches an korrosionsfördern-

den Neutralsalzen 123 mg/l Chlorid und 356 mg/l Sulfat enthält. Der Sulfatgehalt liegt etwa 100 mg oberhalb des von der Trinkwasserverordnung vorgegebenen Richtwertes, der Chloridgehalt ist für Trinkwasser nicht unüblich. Die feuerverzinkten Bleche wurden an jener Stelle auf einem Gestell unter 45°-Neigung ausgelagert, an welcher starke Korrosionserscheinungen an den Lampenabdeckungen aus nichtrostenden Stählen festgestellt wurden. Eine Bildung von Kondenswasser infolge Taupunktunterschreitung ist bei dieser Auslagerung auszuschließen. Die Versuche wurden bis zu 15 Jahren fortgeführt und dann zusammen mit den Proben der anderen Auslagerungsorte hinsichtlich des Zinkabtrages getrennt nach Zinkabtrag auf der Oberund Unterseite ausgewertet. Bei den im Außenbereich ausgelagerten Blechen, insbesondere aber bei den Blechen in Industrieatmosphäre, war der Zinkabtrag auf der bewitterten Oberseite erheblich größer als auf der Unterseite. Die Ergebnisse zum Zinkabtrag in den verschiedenen Umgebungen sind in Bild 6 dargestellt. Die über 15 Jahre gemittelten Zinkabtragungen auf den (im Außenbereich bewitterten) Oberseiten der Bleche sind folgende:

4 Langzeitauslagerung in verschiedenen Klimaten Im Rahmen einer Dissertation [14] wurden ab 1994 in unterschiedlichen Atmosphären, in Stuttgarter Stadtatmosphäre, auf dem Dach eines Hüttenwerkes in Duisburg, in einem Feuchtraum (21 °C, 100 % relative Luftfeuchte) und in einem älteren Stuttgarter Hallenbad, stückverzinkte Bleche auf Gestellen unter 45°-Neigung ausgelagert, um vergleichend zu anderen Korrosionsschutzmaßnahmen den Zinkabtrag festzustellen. Das Bad wurde

Bild 6. Zinkabtrag bei stückverzinkten Blechen in unterschiedlichen Atmosphären bei 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 after 15 years exposure (OS, US: upper side, bottom of sheet) (after [14] and further investigations)

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Hallenbad: Stuttgart-Vaihingen: Duisburg (Hüttenwerk): Feuchtraum:

0,30 μm/Jahr 0,79 μm/Jahr 1,52 μm/Jahr 2,73 μm/Jahr

Die geringe Zinkabtragung im Hallenbad bestätigt die Untersuchungen an verzinkten Stählen in 22 Hallenschwimmbädern (Abschnitt 3.2), wonach der Abtrag in einem solchen Klima erheblich geringer ist, als gemeinhin angenommen. Die im Bad ausgelagerte Blechprobe sah nach 15 Jahren noch praktisch neuwertig aus (Bild 7). Der Zinkabtrag entspricht dem Korrosionsverhalten in einer Umgebung der Korrosivitätskategorie C2 (Tabelle 2).

5 Fazit Die Untersuchungen haben ergeben, dass die Zinkkorrosion in den mit Leitungswasser betriebenen Hallenschwimmbädern erheblich geringer ist als z. B. in der DIN EN ISO 12944 [5] ausgewiesen. In mit Leitungswasser betriebenen Schwimmbädern sind die Korrosionsverhältnisse hinsichtlich einer Zinkkorrosion eher unkritischer als bei einer freien Bewitterung. Die an einer repräsentativen Anzahl von älteren Bädern gemachten Feststellungen und insbesondere die durchgeführten Langzeituntersuchungen in einem eher kritischen Bad erlauben für verzinkte Bauteile die in Tabelle 4 dargelegte Einordnung von Hallenschwimmbädern in Korrosivitätskategorien nach DIN EN ISO 12944 [5] bzw. EN 12500 [6]. Demnach können aus Sicht der Zinkkorrosion normale Hallenschwimmbäder in eine Korro-

Bild 7. Stückverzinktes Blech (Oberseite) nach 15 Jahren in einem Hallenschwimmbad Fig. 7. Batch-galvanized sheet (upper side) after 15 years exposure in an indoor swimming pool

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Tabelle 4. Vorschlag für eine realistische Einordnung von Hallenbädern in Korrosivitätskategorien Table 4. Proposal for a realistic classification of indoor swimming pools in corrosivity categories Situation

Temperatur

Luftfeuchte

A B C

29–31 °C 55–60 %

Kond.wasser

Badewasser

Desinfektion

Abtrag (μm/a)

Korrosivitätskategorie

MW SW

nein

<< 1

nein

1 bis 2

ja/nein

nein

2 bis 4 4 bis 8

C4 C5

LW = Leitungswasser, MW = Mineralwasser, SW = Solewasser Kondenswasser „ja“: z. B. Wärmebrücken Desinfektion: Chlorgehalt im Wasser 0,4 bis 0,6 mg/l

sivitätskategorie C2 eingeordnet werden, wenn wegen nicht vorhandener Wärmebrücken bzw. Taupunktunterschreitung eine Kondenswasserbildung auf den verzinkten Oberflächen ausgeschlossen werden kann. Falls Kondenswasserbildung aufgrund konstruktiver und bauphysikalischer Verhältnisse nicht sicher zu vermeiden ist, wäre eine Einordnung in eine Korrosivitätskategorie C3 sinnvoll. Falls es sich um ein Mineral- oder Solebad handelt, wäre die bisherige Einordnung für Hallenschwimmbäder, nämlich Korrosivitätskategorie C4 bzw. C5, beizubehalten. Literatur [1] Stichel, W.: Beurteilung des Korrosionsverhaltens von Metallen und von Korrosionsschutzmaßnahmen in Hallenbädern. BAM-Bericht IV 1-5452/85, 1986. [2] Nürnberger, U.: Spannungsrisskorrosion an Bauteilen aus nichtrostendem Stahl in Schwimmbadhallen. Stahl und Eisen 110 (1990), S. 141–148. [3] Faller, M., Bindschedler, D.: Nichtrostende Stähle für Sonderklimate. Befestigungsmittel im Hochbau. 3-Länder-Korrosionstagung, Stuttgart, 2007, S. 102–114. [4] Faller, M., Richner, P.: Sicherheitsrelevante Bauteile in Hallenbädern. Werkstoffwahl und Kontrollierbarkeit. Schweizer Ingenieur und Architekt 118 (2000), S. 12–18. [5] DIN EN ISO 12944: Beschichtungsstoffe – Korrosionsschutz von Stahlbauten durch Beschichtungssysteme. 2007. [6] DIN EN 12500: Korrosionsschutz metallischer Werkstoffe – Korrosionswahrscheinlichkeit in einer atmosphärischen

Umgebung; Einteilung, Bestimmung und Abschätzung der Korrosivität von atmosphärischen Umgebungen. 2000. [7] Nürnberger, U.: Korrosion und Korrosionsschutz im Bauwesen. Wiesbaden: Bauverlag 1995. [8] VDI-Richtlinie 2089: Technische Gebäudeausrüstung von Schwimmbädern, Energie- und Wassereffizienz in Schwimmbädern. 2008. [9] Zulassung Z-30.3-6: Erzeugnisse – Verbindungsmittel und Bauteile aus nichtrostenden Stählen. Berlin: DIBt 2009. [10] Arnold, N., Gümpel, P., Heitz, T. W.: Chloridinduzierte Korrosion von nichtrostenden Stählen in Schwimmhallen-Atmosphären. Teil 2: Einfluss von Hypochloriten. Materials and Corrosion 49 (1998), S. 482–488. [11] Korrosionsverhalten von feuerverzinktem Stahl. Gemeinschaftsausschuss Verzinken GAV, Düsseldorf 2001. [12] Korrosion nichtrostender Stähle und Nickellegierungen in Schwimmhallenatmosphäre. Sport Bäder Freizeit Bauten 39 (1999), H. 2, S. 46–52. [13] Beul, W., Büteführ, M.: Korrosionsuntersuchungen in Hallenschwimmbädern. MPA Universität Stuttgart, OttoGraf-Institut, Stand 2010. [14] Zecho, M.: Korrosionsverhalten von Zink- und Zink-Aluminium-Überzügen auf Stahl. Dissertation, Universität Stuttgart, 1999, Schriftenreihe des Otto-GrafInstitutes der Universität Stuttgart, Nr. 85, 2000.

Autor dieses Beitrages: Prof. Dr.-Ing. habil. Prof. h.c. Ulf Nürnberger, ulf.nuernberger@t-online.de Institut für Werkstoffe im Bauwesen, Universität Stuttgart, Pfaffenwaldring 4, 70569 Stuttgart

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Fachthemen Martin Trautz Friedmar Voormann

DOI: 10.1002/stab.201201509

Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844 bis 1889 – Mit Holz zum Eisen (Teil 1) Denkt man an die ersten großen, imposanten eisernen Brücken, die nach der Mitte des 19. Jahrhunderts in Deutschland errichtet wurden, so assoziiert man damit die Firmen an Rhein und Ruhr – Harkort, die Gutehoffnungshütte oder MAN. Dabei wird leicht übersehen, dass in dieser ersten Phase der Industrialisierung auch an anderen Orten eine eisenverarbeitende Industrie erfolgreich tätig war. Einer dieser Orte war Pforzheim mit der dort ansässigen Firma Gebrüder Benckiser. Die beiden wichtigsten Standortfaktoren für den dortigen Hüttenbetrieb waren das Holz und die Wasserkraft. Anders als an der Ruhr gab es in Pforzheim keine Steinkohle. Aus dem Hüttenbetrieb entstand ein Eisenwerk mit überregionaler Bedeutung. Mehr als vier Jahrzehnte lang baute die Pforzheimer Firma eiserne Brücken für die Eisenbahngesellschaften in Baden, in Württemberg, in Hessen und der Bayerischen Pfalz sowie in der Schweiz und in Österreich-Ungarn. Nach der Reichsgründung 1871 war es für die Pforzheimer Firma aber zunehmend schwierig, dem Konkurrenzdruck der großen Firmen an Rhein und Ruhr stand zu halten. Der Betrieb musste eingestellt werden, die Firmengeschichte geriet weitgehend in Vergessenheit. Diesem Umstand ist es vielleicht zu verdanken, dass Archivalien aus dem Besitz der Familie Benckiser bisher unentdeckt und unerforscht, aber erhalten geblieben sind und es jetzt möglich machen, die Geschichte der Brückenbauanstalt Benckiser nachzuzeichnen und ihre Bedeutung für die Bautechnikgeschichte neu zu bewerten. Early iron bridges of south-western Germany 1844 to 1889 – Iron via Wood (part 1). When imagining the first large imposing iron bridges built after the mid 19th century in Germany the 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 industrialisation 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 there were lumber as firewood and waterpower. Unlike the regions of the Ruhr there was no black coal at Pforzheim. From the early minor mill factory an iron plant of international importance prospered. For more than four decades the factory at Pforzheim constructed iron bridges for the railway companies in Baden, in Württemberg, in Hesse, in the Bavarian Palatinate as well as in Switzerland, Austria and Hungary. Following the foundation of the German Empire in 1871 the company at Pforzheim had increasingly difficulties meeting 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 undiscovered and unexplored, jet well preserved. So now it is possible to trace the story of the bridge building company and to judge its relevance to construction history anew.

1 Eisenindustrie und Brückenbau im Großherzogtum Baden: ein wenig erforschtes Feld der Geschichte der Bautechnik Es gehört zu den Binsenweisheiten der Industriegeographie und der Technikgeschichte, dass sich die Zentren der Eisenindustrie dort herausbildeten, wo

Steinkohle und Eisenerz in ausreichendem Maße verfügbar waren und wo zugleich schiffbare Wasserwege nicht weit entfernt lagen. Integriert oder in Nähe der Hüttenbetriebe entstand auch eine eisenverarbeitende Industrie. Im Ruhrgebiet waren dies die Firmen Krupp, Harkort und die Gutehoffnungshütte, im Aachener Revier

und später in Dortmund war es die Firma Hoesch, in der Saarregion die Dillinger Hütte, in der Nähe der Zwickauer Kohlereviere die Sächsische Maschinenfabrik von Richard Hartmann (1809–1878) und in Oberschlesien die Königshütte beziehungsweise die mit den schlesischen Revieren in Verbindung stehenden eisenverarbeitenden Betriebe in Berlin. Neben der Steinkohle und dem Eisenerz wirkte in diesen frühindustriellen Zentren das Textilgewerbe mit seinem weit verzweigten Verlagswesen und seiner Akkumulation hoher Kapitalsummen als Keimzelle der Industrialisierung. Für das am südwestlichen Rand des Deutschen Bundes gelegene Großherzogtum Baden galten andere Ausgangsbedingungen. Zwar gab es Anfang des 19. Jahrhunderts an verschiedenen Orten des Schwarzwaldes ein aufstrebendes Textil- und Gerbergewerbe, teils auch bereits feinmechanische Werkstätten, überregional bedeutsame Zentren der Montanindustrie waren im Großherzogtum Baden jedoch nicht vorhanden. Der dominierende Gewerbezweig vieler Städte und Gemeinden war der Holzhandel und – sofern an einem größeren Fluss gelegen – das Flößereigewerbe. Seit dem 17. Jahrhundert flößte man das Stammholz über die Flüsse Kinzig, Enz sowie über den Neckar und den Rhein bis nach Holland. Die großen Waldbestände des Schwarzwaldes machten es aber auch möglich, das vielerorts anstehende, aber meist magere Erz in kleinen Betrieben in aufwändiger Weise mittels Holzkohle zu verhütten. So konnte sich trotz der anderen Ausgangsbedingungen als an Rhein und Ruhr auch in Baden eine zwar meist nur regional tätige aber dennoch vielschichtige

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eisenverarbeitende Industrie entwickeln. Einer der bedeutendsten Betriebe dieser Art war um 1845 die Karlsruher Maschinenbaufabrik von Emil Kessler (1813–1867). Ende 1841 brachte sie ihre erste Dampflokomotive auf die Schiene – nahezu zeitgleich mit Borsig in Berlin. Neben dem Bau von Lokomotiven errichtete die Firma in den 1840er Jahren mehrere gusseiserne Eisenbahnbrücken, die zu den frühesten ihrer Art in Deutschland zählen. Blieb die Brückenbautätigkeit der Karlsruher Maschinenbaufabrik auf Baden beschränkt, so erarbeitete sich die in Pforzheim ansässige Firma Gebrüder Benckiser im Laufe der 1850er Jahre durch die Ausführung weitspannender Gitterträgerbrücken ein internationales Renommee. Wesentliche Impulse erhielt der südwestdeutsche Brückenbau durch die Ingenieure der badischen Eisenbahnverwaltung. Am Karlsruher Polytechnikum, einer der ersten deutschen Ingenieurschulen nach französischem Vorbild, hatten sie eine theoretisch wie praktisch fundierte Ausbildung erhalten. Mit der Reichsgründung 1871 und der politischen wie wirtschaftlichen Dominanz Preußens, die wesentlich von der Schwerindustrie an Rhein und Ruhr geprägt war, kamen die südwestdeutschen eisenverarbeitenden Firmen und die Brückenbaufirma Benckiser sowohl hinsichtlich der Produktionseffizienz als auch der technologischen Innovationsfähigkeit ins Hintertreffen. Den Großbrückenbau im neu geschaffenen deutschen Kaiserreich prägten die Firmen Harkort in Duisburg, die Gütehoffnungshütte in Oberhausen an der Ruhr und die Brückenbauanstalt der MAN in Mainz-Gustavsburg. Die Pforzheimer Firma Benckiser war letztmals 1889 bei einem größeren Brückenbauvorhaben beteiligt.

Bild 1. Streckennetz im Großherzogtum Baden und in den angrenzenden Gebieten Ende der 1850er Jahre Fig. 1. Railway lines of the Grand Duchy of Baden and adjacent areas at the end of the 1850s

Koechlin begonnenen Bau einer Bahnstrecke auf der französischen Seite der Oberrheinischen Tiefebene, von Straßburg über Mülhausen nach Basel. Man befürchtete, dass anderenfalls der Nord-Süd-Warenverkehr vorwiegend auf der französischen Seite verlaufen könnte. Die Streckenführung der Badischen Hauptbahn von Mannheim nach Basel machte es erforderlich, die zahlreichen aus dem Schwarzwald kommenden und in den Rhein mün-

denden Flussläufe zu überbrücken (Bild 1). Die beiden beachtlichsten Brückenbauwerke dieser Anfangsjahre waren die Elzbrücke bei Sexau im Kreis Emmendingen und die Kinzigbrücke bei Offenburg. Beide Brücken wurden Mitte der 1840er Jahre – und damit genau in den Jahren, die in der neueren Technikgeschichtsschreibung als die Durchbruchsphase der Industriellen Revolution in Deutschland gelten – als gusseiserne Bogenkonstruktionen mit Einzelspannweiten von rund 15 m errichtet [1]. Die Planungen für die Elzbrücke bei Sexau übernahm Franz Keller (1807–1870). Er hatte am Polytechnikum in Karlsruhe sowie in Wien studiert, hatte sich einige Zeit in Belgien und England aufgehalten und unterrichtete seit 1832 in der Nachfolge von Johann Gottfried Tulla (1770–1828) am Karlsruhe Polytechnikum. In den Anfangsjahren des Eisenbahnbaus in Baden war er einer der wichtigsten und einflussreichsten Ingenieure, auf dessen Überlegungen auch die Streckenführung der Badischen Hauptbahn basierte. Die Ausführung des gusseisernen Oberbaus übernahm die Maschinenbaufabrik von Emil Kessler in Karlsruhe. Der Eisgang und die nicht unerheblichen jahreszeitlichen Hochwasserstände der Elz schienen es zunächst notwendig zu machen, den Flusslauf mit einem einzigen großen Bogen zu

2 Zwei beachtenswerte gusseiserne Bogenbrücken für die Badische Eisenbahn Im September 1838 begann der badische Staat mit dem Bau einer Eisenbahnstrecke von Mannheim über Heidelberg, Karlsruhe, Freiburg bis nach Basel. Damit reagierte das Großherzogtum Baden auf den wenige Monate zuvor auf Initiative der elsässischen Industriellen Nicolas und Edouard

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Bild 2. Elzbrücke bei Sexau, Entwurf und Ausführung: Oberbaurat Franz Keller und Maschinenbaufabrik Emil Kessler in Karlsruhe [2] Fig. 2. Railway bridge over river Elz near Sexau, design and manufaction: Franz Keller (principal engineer) with engineering company Emil Kessler/Karlsruhe

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Bild 3. Elzbrücke bei Sexau, Konstruktionszeichnungen [1] Fig. 3. Railway bridge over river Elz near Sexau, construction drawings

überspannen (L etwa 50 m). Zunächst zogen die Ingenieure der badischen Eisenbahnverwaltung in Betracht, die gusseisernen Tragbögen aus kleinen einzelnen Röhrensegmenten zusammenzusetzen, wie man dies von den Röhrenbrücken des Franzosen Antoine-Rémy Polonceau (1778–1847) kannte. Gewissermaßen in Sichtweite des Brückenbauvorhabens in Sexau errichtete die französische Straßenbauverwaltung zwischen 1841 und 1843 zwei solcher Brücken: die Pont SaintThomas in Strasbourg und die Pont de Sundhoffen. Für die großen und zudem dynamischen Teilbelastungen der Eisenbahnzüge barg das System der bogenförmigen Röhrenbrücke aber viele Probleme. Aus diesen die Statik betreffenden Gründen, aber auch wegen der schwierigen Kalkulierbarkeit der Baukosten, entschloss man sich in Sexau letztlich doch für den Bau von zwei Flusspfeilern und so waren drei Felder mit jeweils rund 15 m lichter Weite zu überbrücken. Die Art und Weise wie die gusseisernen Bögen zwischen den Pfeilern ausgebildet wurden war ohne Beispiel (Bilder 2 und 3). Den Konstruktionszeichnungen ist der Versuch abzulesen, eine eiserne Brücke ganz aus den Randbedingungen des im Eisenbahnbrückenbau noch relativ neuen Materials des Gusseisens zu entwerfen, ohne dabei die Konstruktionsprinzipien des Holz- oder Steinbrückenbaus zu imitieren und sich stattdessen an

der Konstruktionsweise von Maschinenelementen zu orientieren. Aus fertigungstechnischen Gründen fügte man die Bögen und die Längsgurtungen aus relativ kleinen Einzelsegmenten. Der Querschnitt selbst war ebenfalls unterteilt, er bestand aus zwei symmetrischen Hälften. So konnten die Schraubstöße der einzelnen Segmente versetzt angeordnet werden. Man dachte, mit dieser Art der Segmentierung die Möglich-

keit zu haben, einzelne Gussteile zu Reparaturzwecken später ohne größeren Aufwand austauschen zu können. Zudem war der Transport kleinerer Bauteile leichter zu bewerkstelligen als von größeren, waren die Gussteile doch nicht nur verhältnismäßig schwer, sondern auch besonders sprödbruchgefährdet. Dass das Tragwerk sowohl die druckbeanspruchten Bögen als auch die zugbeanspruchten Längsgurte baulich in sich vereinigte, trotz der geringen Zugfestigkeit des Gusseisens, zeigt, wie unbedarft und ohne theoretische Fundierung man zu jener Zeit an die Konzeption eiserner Brücken heranging. Lediglich für die eindeutig auf Zug belasteten vertikalen Tragglieder, an denen der Fahrbahnträger am Bogen angehängt war, verwendete man das teure Schmiedeeisen. Max Becker (1817–1884), der ab 1845 als Nachfolger von Franz Keller am Karlsruhe Polytechnikum Brücken-, Straßen- und Wasserbau lehrte, beschrieb die Sexauer Brückenkonstruktion als Bogenhänge- und Sprengwerkbrücke [2 und 3]. Der zweite, für die damaligen Verhältnisse weitgespannte Brückenübergang der Badischen Hauptstrecke war die Überquerung der Kinzig bei Offenburg. Obgleich dort ähnliche Einzelspannweiten wie in Sexau zu bewältigen waren (L = 5 × 12,70 m), wählte

Bild 4. Kinzigbrücke bei Offenburg, Entwurf und Ausführung: Ingenieur Ruoff und Maschinenbaufabrik 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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Bild 5. Kinzigbrücke bei Offenburg, Konstruktionszeichnungen [1] Fig. 5. Railway bridge over river Kinzig near Offenburg, construction drawings

man dort ein anderes, eher konventionelles Konstruktionsprinzip: ein gusseisernes Bogenrippenwerk. Das Flussbett der Kinzig war tiefer im Gelände eingebettet als das der Elz. Zwischen dem Höchstwasserstand und der Bahnebene stand deutlich mehr Raum zur Verfügung. So konnte der Schienenunterbau auf den Scheitel des Bogens gelegt werden (Bilder 4 und 5). Jede Rippe setzte man aus lediglich drei Gussstücken zusammen. Das Gitterwerk im Zwickel zwischen Bogen und Bahnebene war direkt an die jeweilige Bogenrippe angegossen. Für die Eisenbauarbeiten schlossen sich die beiden damals in Baden führenden Betriebe zusammen: die Maschinenbaufabrik von Emil Kessler in Karlsruhe und das Eisenwerk der Gebrüder Benckiser in Pforzheim. Abgesehen von mehreren kleinen eiserne Brücken und Öffnungen über Kanäle und Bäche war die Kinzigbrücke bei Offenburg für Benckiser die erste Beteiligung an einem größeren Brückenbauvorhaben.

3 Die Eisenwerke Gebrüder Benckiser Durch Waldbesitz und Holzhandel war die Familie Benckiser Mitte des 18. Jahrhunderts zu Geld und Ansehen gekommen. Die mittelbare Verbindung der Schwarzwaldflüsse über den Neckar mit dem Rhein war schon im Mittelalter für den Transport von Stammholz in flussabwärts

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gelegene Regionen genutzt worden, so dass die Flößerei über Jahrhunderte ein für den Nordschwarzwald bedeutendes Gewerbe mit eigener Zunft gewesen war. Der große Bedarf an Bauund Konstruktionsholz im Rheinland und besonders in den Niederlanden seit Ende des 17. Jahrhunderts führten zu einer lange andauernden wirtschaftlichen Blüte der Waldwirtschaft und des Flößereigewerbes. Wilhelm Hauff‘s Märchen „Das kalte Herz“ erzählt vom Rausch nach Geld und Ansehen, der die Menschen zu jener Zeit in diesem Teil des sonst eher armen Schwarzwaldes befallen hatte (Bild 6). Über den Waldbesitz und Holzhandel hinaus hatte Johann Adam Benckiser (1708–1763) zusammen mit seinem langjährigen Geschäftspartner Christoph Friedrich Lidell (1720– 1793) 1743 ein Privileg auf das sogenannte Scheiterholz erteilt bekommen, eine Art Vorkaufsrecht auf alle Arten von minderwertigem Stammholz aus Sturmschäden, aber auch beschädigtem oder zerstörtem und damit unverkäuflichem Flößereiholz. Um den so gewonnenen Reichtum am Rohstoff Holz sinnvoll weiter einsetzen zu können, erwarben Benckiser und Lidell 1755 auch den Pforzheimer Eisenhammer nebst Schmelzofen (Bild 7). Da Pforzheim am Zusammenfluss der drei Flüsse Enz, Nagold und Würm liegt, die alle für den Holztransport, sowohl von Stamm- beziehungsweise Floßholz als auch von

Bild 6. Flößerei auf der Enz in Pforzheim (am Nonnenmühlwehr), historische Darstellung (Quelle: Stadtarchiv Pforzheim, Bestand 19-2-1) Fig. 6. Timber rafting on river Enz in Pforzheim (Municipal Archive of Pforzheim)

Scheiterholz genutzt wurden, befand sich dort ein Sammelplatz, ein sogenannter Holzgarten, auf dem die verschiedenen Stämme sortiert und gelagert wurden. Während an diesem Ort die kurzen Flöße aus dem Schwarzwald zu längeren und breiteren Flößen mit mehreren Gliedern‚ umgebunden und auf große Fahrt in Richtung Nordwesten, nach Holland weiter versandt wurden, wurde das minderwertige Holz auf dem Werkgelände des Eisenhammers durch dort angestellte Köhler zu Holzkohle gebrannt [4]. Das zur Eisenherstellung erforderliche Erz bezog man in Form von Brauneisenstein (Limonit) aus Stollen aus der Umgebung von Pforzheim [5] und ergänzte es durch Bohnerze, wenige Zentimeter große Konkretionen aus Brauneisenstein, vermischt mit Lehm. Sie waren an vielen Orten Südwestdeutschlands in geringer Tiefe vorzufinden. Mit diesen mageren aber manganhaltigen Erzen konnte mit Hilfe der Holzkohle ein gut zu härtendes Schmiedeeisen von hoher Festigkeit und Duktilität erschmolzen werden, das man nach der damaligen Terminologie als „Stahl“ bezeichnete. Als Mitte der 1830er Jahre in den deutschen Ländern eine konjunkturelle Belebung einsetzte und zudem die politischen Verhältnisse sich günstig zu entwickeln schienen, profitierte

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Bild 7. Eisengießerei Gebr. Benckiser mit Fabrikantenvilla um 1850, Lithographie von J. Wehrle (Quelle: Stadtarchiv Pforzheim, Bestand 7-2-15-10) Fig. 7. Iron foundry Gebr. Benckiser with owner’s residence about 1850 (Municipal Archive of Pforzheim)

auch der Pforzheimer Hüttenbetrieb und das Hammerwerk, inzwischen unter der Bezeichnung Gebrüder Benckiser firmierend, von dem Aufschwung. So konnten zusätzlich zum Hochofen und zu den Frischfeuerstätten zwei Puddelöfen in Betrieb genommen werden. Die Puddelöfen betrieb man mit Holzkohle, teils wohl auch mit Torf [6]. Hergestellt wurden unterschiedlichste, meist kleinteilige Eisenwaren wie Nägel, Hufeisen, gusseisernes Kochgeschirr und gusseiserne Herde; für die zahlreichen Sägemühlen in der Region baute man Sägegatter und Transmissionsanlagen. Der Aufschwung war für den Pforzheimer Hüttenbetrieb nur von kurzer Dauer, schon Ende der 1830er Jahre geriet die Firma Benckiser infolge eines allgemeinen Preisverfalls in einen Liquiditätsengpass [7, S. 38] und es machte sich nun der gravierende Standortnachteil bemerkbar: in der Region Pforzheim, wie überhaupt in Baden, gab es keine Steinkohlelagerstätten. Während man in Oberschlesien, im Ruhr- und Saargebiet, wenn auch langsam so doch stetig, den Hüttenbetrieb nach dem Vorbild des Engländers Abraham Darby (1711–1763) auf Koks aus Steinkohle umstellte und damit eine wesentliche Effizienzsteigerung erzielte, war man im Südwesten Deutschlands weiterhin an die Holzkohle gebunden. Immer

häufiger war man gezwungen, Roheisen aus dem Saargebiet und anderswo einzukaufen, um es dann in der Gießerei und im Hammerwerk weiterzuverarbeiten. Diesen schwierigen Randbedingungen versuchte Christoph Eberhard Benckiser (1782–1855), Besitzer des Eisenwerkes in dritter Generation, dadurch zu begegnen, dass er das Tätigkeitsfeld der Firma Mitte der 1840er Jahre auf den Bau eiserner Brücken und eiserner baulicher Anlagen für die Badische Staatsbahn ausdehnte.

tete zwei Jahre lang auf dem dortigen technischen Büro. Nach einigen Jahren Mitarbeit im väterlichen Betrieb in Pforzheim finanzierte ihm der Vater eine ausgedehnte Studienreise nach Belgien, Schweden und England. Im Winter 1844/45 besichtigte August Theodor Benckiser die Industrieregion zwischen Manchester und Liverpool. Etwa zur selben Zeit bereiste auch Karl Lentze (1801–1883), der Erbauer der beiden großen Gitterträgerbrücken in Dirschau und Marienburg, diese Schlüsselregion der Industriealisierung [8]. In einem kleinen Skizzenbuch dokumentierte er Maschinenbauelemente, aber auch eiserne Brücken und Überdachungen [9]. Besonders aufschlussreich sind seine Zeichnungen zweier wenige Monate zuvor fertiggestellter gusseiserner Bogenbrücken in Manchester: der Brücke über den River Irwell vor der Einfahrt in die Victoria Station (Bilder 9 und 10) und der schiefwinklige Übergang über die Fairfield Street östlich der Manchester Piccadilly Station. Durch die Reiseberichte von Karl Culmann (1821–1881) und anderen namhaften deutschen Ingenieuren wurden diese Brücken Anfang der 1850er Jahre einem größeren Fachpublikum bekannt [10]. Zu diesem Zeitpunkt hatten sich aber nicht nur die politischen und öko-

4 August Theodor Benckiser 1845 und damit fast zeitgleich mit dem Bauvorhaben der Kinzigbrücke bei Offenburg trat mit seinem Sohn August Theodor Benckiser (1820–1894) eine neue, technisch gut ausgebildete Unternehmergeneration auf den Plan (Bild 8). Mitte der 1830er Jahre hatte er die Höhere Gewerbeschule in Karlsruhe besucht, ein besonders praxisbezogener Ausbildungszweig des Polytechnikums. Seine ersten Erfahrungen als Ingenieur sammelte er bei Escher Wyss in Zürich, einer der damals führenden Maschinenbauunternehmen, die im Bau von Dampfmaschinen und Turbinen aber auch von Dampfschiffen einen hohen Bekanntheitsgrad erworben hatten. August Theodor Benckiser arbei-

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

Bild 9. Skizzenbuch August Theodor Benckiser, Englandreise 1844/45, Brücke über den River Irwell in Manchester, Nähe Victoria Station (Quelle: Privatbesitz Familie Benckiser) Fig. 9. Sketchbook August Theodor Benckiser, trip to England 1844/45, Railway bridge over river Irwell in Manchester, near Victoria Station (privately owned, Benckiser family)

[1] Die Bahnabteilung zwischen Mannheim und Offenburg, resp. Kehl. Karlsruhe: Wagner 1845 (Badische Landesbibliothek O44C 10). [2] Becker, M.: Die gusseisernen Brücken der badischen Eisenbahn insbesondere die Kinzigbrücke bei Offenburg und Elzbrücke bei Sexau. Text- und Tafelband. Karlsruhe: Holtzmann 1847 (KITBibliothek III U 42). [3] Becker, M.: Der Brückenbau in seinem ganzen Umfange und mit besonderer Rücksicht auf die neuesten Constructionen. Text- und Tafelband. Stuttgart: Mäcken 1. Aufl. 1854, 2. Aufl. 1858, 3. Aufl. 1869, 4. Aufl. 1873. [4] Pfeifer, M.: Die Geschichte des Werkes Gebr. Benckiser später Pfitzmann & Pfeifer – Eisengießerei und Maschinenfabrik in Pforzheim. Pforzheimer Geschichtsblätter 3 (1971), S. 119–226. [5] Ehmann, K.: Der Bergbau in Pforzheims Umgebung. Pforzheimer Geschichtsblätter 3 (1971), S. 227–259. [6] Benckiser, A. T.: Skizzen und Aufschriebe einer Besichtigung der Hüttenbetriebe in Königsbronn und Itzelberg 1841. Familienbesitz. [7] Chronik der Familie Benckiser nach der Urschrift von Dr. August Benckiser (1863–1925), Sohn von August Theodor Benckiser. Abschriften in Familienbesitz und im Stadtarchiv Pforzheim, Bestand N 66. Seitenangaben beziehen sich auf die Abschrift in Familienbesitz. [8] Trautz, M.: Eiserne Brücken in Deutschland im 19. Jahrhundert. Düsseldorf: Werner 1991. [9] Benckiser, A. T.: Skizzenbuch Englandreise Winter 1844/45. Familienbesitz. [10] Culmann, K.: Der Bau eiserner Brücken in England und Amerika. Allgemeine Bauzeitung 17 (1852), S. 163–222 und S. 482.

Autoren dieses Beitrages:

Bild 10. Eisenbahnbrücke über den River Irwell in Manchester, Nähe Victoria Station (Quelle: The illustrated London news, 11. Mai 1844) Fig. 10. Railway bridge over river Irwell in Manchester, near Victoria Station

nomischen Randbedingungen stark verändert, sondern auch der Brückenbau war in eine neue Phase getreten:

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anstatt gusseiserner Bogenbrücken dominierten nun schmiedeeiserne Gitterträgerbrücken das Baugeschehen.

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Trautz, RWTH Aachen, Lehrstuhl für Tragkonstruktionen, Schinkelstraße 1, 52062 Aachen, trautz@trako.arch.rwth-aachen.de Dr.-Ing. Friedmar Voormann, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), Institut Entwerfen und Bautechnik, Englerstr. 7, 76131 Karlsruhe, f.voormann@kit.edu

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Berichte

Zeche Nordstern: Aufstockung Schacht II Markus Dietz Markus Bott

Die Zeche Nordstern in Gelsenkirchen-Heßler wurde 1868 als erste Zeche nördlich der Emscher errichtet. In den Jahren 1926/27 und 1930 erweiterten die Architekten Kremmer und Schupp die Zeche in der ihnen eigenen funktionalen Architektur, welche schon das Bild der benachbarten Zeche Zollverein prägt. Der Förderturm Schacht II wurde 1951 nach der Planung von Fritz Schupp als Stahlfachwerkkonstruktion mit einer vorgeblendeten Mauerwerksfassade gebaut. Die historische Aufnahme (Bild 1) zeigt den Förderturm Schacht II während der Bauphase. Der gesamte Stahlbau wurde nicht gegen Korrosion geschützt, man ging davon aus, dass nach Ende der Kohleförderung der Schacht abgebaut wird. Aus diesem Schacht wurde bis zum Jahre 1993 Steinkohle aus bis zu 1000 m Tiefe gefördert. Der Beitrag beschreibt die Aufstockung von fünf Etagen auf den bestehenden 62 m hohen Schacht II und die Errichtung des zugehörigen Erschließungsbauwerkes. Die Aufstockung gliedert sich wie folgt: Die Ebene auf +64,78 m ist als Konferenzbereich geplant, die oberen drei Ebenen werden zu Büroetagen ausgebaut. In der bisherigen Dachebene des Schachtes II, am Übergang von Bestand zur Aufstockung, wurde ein Splitlevel als Verteiler- und Technikebene angeordnet. Dieses ist wie folgt aufgebaut: Die Ebene auf +61,61 m ist eine Technikebene mit Lamellenfassade; der tiefer liegende Bereich auf +57,94 m ist ein Auditorium, welches als Kubus in den ehemalige 10 m hohen Maschinenraum eingehängt ist. Ein für dieses Hochhaus notwendiges Erschließungsbauwerk aus Stahlbeton wurde vor der Ostwand des Bestandsturmes errichtet. Nach der Aufstockung hat das Bauwerk eine Höhe von 84 m. Auf dem Dach, in einer Höhe von +80,38 m, befindet sich eine öffentlich zugängliche Terrasse.

Bild 1. Zeche Nordstern Bauphase Förderturm Schacht II, 1951

1 Bestandsanalyse und Ertüchtigung Bestandsdecken Vor Beginn der Tragwerksentwicklung stand die Materialanalyse der bestehenden Stahlstruktur und der vorhandenen Betondecken der Bestandsebenen. Die 1951 errichtete Fachwerkstruktur aus genieteten Stahlträgern besteht aus vier Stützen, die mit geschosshohen Wandverbänden zu einem 61 m hohen Fachwerkturm mit Außenabmessungen von 17,95 m im Norden und Süden und 12,85 m im Westen und Osten verbunden sind. Die vorhandenen vier Hauptstützen sind mit Blockfundamenten (4,12 m × 4,76 m × 7,00 m) einzeln gegründet. Die Besonderheiten dieses Förderschachtes in dieser Region sind die Turmförderanlage im Turmkopf, die Skipförderung der Kohle und die zehn Bühnen. Auf den oberen beiden Bühnen ist die Maschinentechnik für die Seilförderung untergebracht, die darunterliegenden acht Bühnen wurden als Lastbühnen geplant. Das Deckentragsystem dieser Bühnen besteht aus zwei Hauptträgern, welche in NordSüdrichtung seitlich des Förderschachtes spannen, und den vier Randträgern, die Teil der Fachwerkverbände sind. Zwischen dem östlichen und westlichen Randträger und den beiden Hauptträgern spannen Deckenträger, auf welchen die Stahlbetondecken aufliegen. Das Ergebnis der Begutachtung der Stahlkonstruktion war im Wesentlichen, dass die Haupttragelemente des Stahlbaus zu 90 bis 100 % ausgenutzt werden können, alle Stahlbauteile eine Festigkeit eines S235 aufweisen und nicht schweißbar sind. Größere Korrosionsschäden gab es lediglich an

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Berichte Bauteilen, welche einer periodischen Beaufschlagung mit Wasser ausgesetzt waren. Die Betondecken spannen als Durchlaufträger mit einer Deckendicke von 10 cm bis 13 cm. Auflager bilden Stahlunterzüge mit einem Profil I 340. Im Bereich der Auflager waren die Stahlbetondecken an der Oberseite fast ausnahmslos gerissen. Die Begutachtung des Stahlbetons ergab, dass die Betondecken in den Ebenen +28,60 m bis +41,20 m ansteigende und bis +51,34 m wieder abfallende, zum Teil sehr hohe Chloridwerte aufweisen. Vermutlich wurde bei der Erstellung des Schachtes II bei starker Kälte Salz in das Anmachwasser des Betons gegeben. Infolgedessen wiesen die Bewehrungsstähle in den Decken hohe Abrostungsgrade von bis zu 3 mm auf. Mit diesen Randbedingungen waren die Bestandsdecken für die geplante neue Nutzung statisch nicht nachzuweisen. Ein weiterer Feuchtigkeitseintritt ist in jedem Fall zu vermeiden. Aus diesem Grund wurden alle Betondecken mit einer Folie oberseitig vor Feuchtigkeitseintritt geschützt und alle Deckenfelder der betroffenen Ebenen mittels neuer unterspannter Träger in Feldmitte unterstützt. Der unterspannte Träger besteht aus zwei U 180-Profilen mit zwei dazwischen angebrachten, über ein Gewinde in der Länge verstellbaren Pendelstäben. Dadurch wurde eine einfache Vorspannmöglichkeit vorgesehen, welche

Bild 2. Umbau 2008 Ebene 9

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einen Kontakt zur Decke herstellt. Das Unterspannseil, ein offenes Spiralseil ∅ 8 mm, greift exzentrisch an, wodurch sich das Seil gegen Ausweichen aus der Tragachse selbst stabilisiert. Die Ertüchtigung der Ebenen 5, 8 und 9 wurde bereits im Jahre 2008 ausgeführt, Anlass hierfür war eine im Förderturm anberaumte Bundesbauministerkonferenz im Zuge der Vorbereitungen zur Ruhr 2010; Bild 2 zeigt die umgebaute Ebene 9.

2 Tragwerkskonzept Neubau Der Kernpunkt des Tragwerkskonzeptes für das neue Gebäude ist die Begrenzung der Belastung der Eckstützen des Bestandsturmes. Die Belastung dieser vier Stahlstützen infolge vertikaler und horizontaler Beanspruchung aus der Gebäudeaufstockung darf nicht größer sein als die ursprünglich angesetzten Bemessungslasten im Rahmen der Nutzung als Förderschacht. Die ursprüngliche Bemessungslast der Stütze bzw. des Fundamentes gibt die maximale Belastung der Bestandseckstützen für das neue Hochhaus vor. Im Wesentlichen besteht die Tragwerksentwicklung für dieses Projekt aus zwei Aufgaben: zum einen aus der Steuerung des Kraftflusses innerhalb des Gebäudes, so dass die Neubelastung aus der Aufstockung und den größeren Horizontalbeanspruchungen nicht zu einer Mehrbelastung der Bestandseckstützen führt,

und zum anderen aus der lokalen Lasteinleitung der Aufstockungslasten in die Bestandsstruktur. In einem ersten Schritt der Tragwerksanalyse wurden die vorhandenen Lastreserven in den Tragelementen der Bestandsstruktur bestimmt. Bei den vier Eckstützen ergaben sich Lastreserven aus dem zu hoch angesetzten Windlastansatz in der Bestandsstatik, aus der Betriebslast des Seiles sowie aus den ehemals hohen Nutzlasten der Bühnen. Für die Lasteinleitung der neuen Aufstockungslasten auf Ebene +46,25 m, der Maschinenebene des Förderschachtes, war die hauptsächliche Tragreserve die Seilbruchlast, welche an allen Vertikalen des Fachwerkes auf der Süd- und Nordseite für die Bemessung angesetzt wurde. Generell bestand eine Systemreserve in der Symmetrie des Tragwerks, da die Profile in der Ost- und West- sowie der Süd- und Nordseite für die ungünstigere Last gleich ausgeführt wurden. Die Kopplung der Aufstockung an den Bestand erfolgte an zwölf Anbindungspunkten, wodurch die Kräfte gezielt entsprechend den Lastreserven der Bestandsstruktur eingeleitet werden konnten. Zwei geschosshohe Fachwerkträger im Norden und Süden in der Ebene 13 der Aufstockung vermitteln zwischen der Stützenstellung der neuen Gebäudeaufstockung und dem bestehenden Fachwerkturm. Die unteren Knoten der Fachwerkträger auf +61,61 m liegen genau in den Tragachsen des Bestandsturmes, in welchen sich die beiden Eckstützen und die dazwischen liegenden drei vertikalen Fachwerkstäbe der Maschinenebene befinden. Die Ermittlung der Kräfte in den Tragwerkselementen der Aufstockung, des Bestandsturmes und des Erschließungsturmes infolge der horizontalen Beanspruchungen erfolgte anhand eines FE-Modelles, das die Gebäudestruktur räumlich abbildet. Die Fachwerkstruktur des Bestandsturmes und der Aufstockung wurde als räumliches Stabwerk, die Betonröhre des Erschließungsturms als Schale abgebildet. Die Knoten der Fachwerkstruktur wurden als gelenkige Anschlüsse eingegeben. Die Verbindung der Stahlbetonriegel und Stahlbetonstützen wurde monolithisch modelliert und in der Ausführung entsprechend geplant. Die Kopp-

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Berichte die Gesamtlast aus der Aufstockung über eine Höhe von drei Stockwerken in die vier Eckstützen und die Lasteinleitung korrespondiert mit dem nach unten größer werdenden Stützenquerschnitt. Damit sind die Bemessungslasten der Bestandsstützen infolge der Aufstockung nicht größer als die ursprünglichen Bemessungslasten, für welche die Stützen ausgelegt waren.

4 Stahltragwerk Aufstockung

Bild 3. Ansicht Erschließungsbauwerk, Bestandsturm und Stahlbauaufstockung

lung der Stahlfachwerkkonstruktion und der Betonröhre erfolgte im Bereich der Aufstockung über drei horizontale Pendelstäbe. Die anzusetzenden Windlasten wurden im Vorfeld im Institut für Industrieaerodynamik der FH Aachen anhand eines Gebäude- und Umgebungsmodelles ermittelt und auf die Struktur aufgebracht. Der Kraftfluss innerhalb des hybriden Gesamtsystems konnte über die Steifigkeit der Verbände in der Aufstockung und der Anbindung von Aufstockung zu Erschließungsturm so gesteuert werden, dass die Gesamtlast der Eckstützen des Förderschachtes in den vorgegebenen Belastungsgrenzen blieb. Auf Bild 3 ist das 84 m hohe Gebäude bestehend aus dem Stahlbetonerschließungsturm, dem historischen Förderturm und der Stahlbauaufstockung als Teil der umgebauten Zeche Nordstern zu sehen.

3 Stahltragwerk Bestand Das Bestandstragwerk aus genieteten Stahlträgern mit der Stahlgüte eines St 37 wurde weitestgehend erhalten. Die Fachwerkstäbe, welche rechnerisch eine größere Belastung erfahren als die ursprüngliche Bemessung der Bestandsstatik ergab, wurden durch

neue Stahlprofile ersetzt. Dies wurde im Lasteinleitungsbereich der oberen Geschosse und im unteren Teil des Turmes, an welchem die Beanspruchung durch die höheren Horizontallasten durchschlug, notwendig. In der Regel konnten die Bestandsprofile durch flächengleiche Profile der Stahlgüte S355 ersetzt werden, wodurch die Tragfähigkeit unter Beibehaltung der Steifigkeit um bis zu 50 % gesteigert wurde. Beim Austausch eines Profils wurden die Nietverbindungen der Bestandskonstruktion aufgebohrt und durch Passschrauben der Schraubengüte 10.9 ersetzt. In der Ebene +46,25 m, in welcher die neuen Stahlbaustützen der Aufstockung an die bestehende Stahlstruktur angeschlossen sind, wurden an der Nord- und Südseite jeweils drei und im Osten zwei vertikale Fachwerkstäbe zusätzlich zu den vier Eckstützen für die Lasteinleitung der Aufstockungslasten herangezogen. Diese vertikalen Fachwerkstäbe sind für die dynamischen Seillasten bemessen und weisen somit Lastreserven auf, die für die Lasteinleitung genutzt werden konnten. Der Kraftfluss der Aufstockungslasten wurde über die Steifigkeit der neu eingebauten Fachwerkstäbe in den oberen Ebenen gesteuert. Somit fließt

Das Stahltragwerk der Aufstockung gliedert sich in fünf Geschosse mit einer Höhe von 3,90 m in den Büroetagen und 3,17 m im Technikgeschoss. Mit der 3,60 m hohen umlaufenden Fassade der Dachterrasse erreicht das neue Gebäude eine Höhe von 83,90 m. Bild 4 zeigt einen Schnitt durch das Gebäude in Ost-Westrichtung. In den oberen vier Geschossen und der Fassade der Dachterrasse wurden sechs Stützen mit einem schlanken Rechteckquerschnitt 300 mm × 120 mm im Süden und Norden und zwei Stützen im Osten innerhalb der Fassadenbekleidung vorgesehen. Der Westen mit den Terrassen blieb stützenfrei. Auf Bild 5 ist die Stahlbauaufstockung während der Bauphase von Süden aus zu sehen. Die Hauptdeckenträger HE-M 400 mit einer Spannweite von 12,10 m liegen seitlich auf einem Randträger HE-A 300, welcher als Durchlaufträger zwischen den sechs Hauptstützen spannt. Die Hauptdeckenträger schließen jeweils in Feldmitte zwischen den Stützenachsen an den Randträger an. Im Bereich der Terrassen auf den Büroetagen sind die Deckenträger mit den Randträgern zu einem liegenden Rahmen verbunden, der die Horizontallasten in die Deckenscheiben leitet. Die Fugen zwischen den Fassadenelementen sind wegen der geforderten hohen Transparenz sehr schlank gehalten. Damit aufgrund der unterschiedlich auftretenden Verkehrslasten in den jeweiligen Büroetagen keine großen Differenzverformungen auftreten können, wurde die Fassade auf der Westseite an einen von der Deckenbelastung entkoppelten zusätzlichen Deckenträger HE-A 400 gehängt. Die Decken der Aufstockung wurden aus Gründen der Gewichtsersparnis als Spannbeton-Hohldielendecken mit einer Höhe von 15 cm aus-

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Bild 4. Schnitt in Ost-Westrichtung

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Bild 5. Bauzustand Stahlbauaufstockung mit Hilfsverbänden

geführt. Die Hohldielenelemente liegen auf einem an den Deckenträger angeschweißten Auflagerblech auf, wie auf Bild 6 zu sehen ist. Das gesamte Deckenpaket konnte somit auf ein Minimum zugunsten der Raumhöhe reduziert werden. Die Hohldielendecken sind jeweils als Scheiben ausgebildet. Im Bereich großer Deckenöffnungen wurden Ortbetonbereiche vorgesehen. Zur Lastein- und -ausleitung wurden an den Stahldeckenträgern Kopfbolzendübel an den Stegen

angeordnet, welche die Horizontallasten der Scheibenränder in die benachbarten Scheiben und in die Anbindung an das Erschließungsbauwerk übertragen.

5 Stahlbetontragwerk Erschließungsturm Das 84,75 m hohe Erschließungsbauwerk, auf Bild 7 aus südöstlicher Richtung zu sehen, mit einer Grundrissabmessung von 13,20 m × 4,50 m be-

steht aus einem Beton C35/45. Die äußeren Wände und die Wände der beiden Aufzugsschächte wurden mit einer Kletterschalung hergestellt, die Podeste und Fertigteiltreppenläufe wurden im Nachgang eingebaut. In die 60 cm dicke Brandwand auf der Seite des Bestandsturms sind die beiden Versorgungsschächte integriert. Im südlichen Bereich dieser Wand wurden Hohlräume mittels eingestellter PVC-Rohre hergestellt, um Gewicht einzusparen. In Verlängerung der Brandwand schließen die beiden Aufzugsschächte an. Die beiden Außenwände im Süden und Osten sind als Pfosten-Riegelfassade ausgebildet. Die Stützen haben Abmessungen von 30 cm × 35 cm und stehen in einem Abstand von 30 cm bzw. 90 cm. Das Erschließungsbauwerk steht auf einem Kellerkasten mit den Abmessungen 42,20 m × 8,70 m. Dort sind die Technikräume für die Aufstockung und der Sprinklertank untergebracht. Das Kellergeschoss wurde als weiße Wanne mit einer maximalen Rissbreite von 0,15 mm geplant. Hier war die Forderung der Gasdichtigkeit maßgebend. Die Bodenplatte des Kellers ist 97 cm dick und wurde auf 22 Bohrpfählen mit einem Durchmesser von 1,20 m gegründet, die bis zu 37 m in den Mergel einbinden. Zur Aufnahme der Horizontallasten sind sieben der 22 Bohrpfähle mit einer Neigung von 7° eingebaut.

6 Zusammenspiel der Gebäudeteile Stahlfachwerk/Stahlbetonröhre

Bild 6. Stahlbau Aufstockung: Verband Nord-Süd und temporäre Verbände für den Bauzustand

An den Grundrissmaßen des Erschließungsbauwerkes und den Auskreuzungen der Aufstockung wird das tragwerksplanerische Zusammenspiel der beiden Gebäudeteile sichtbar. Die Gebäudeteile übernehmen jeweils entsprechend ihrer Einzelsteifigkeit einen Lastanteil der Horizontallasten. In Ost-Westrichtung trägt fast ausschließlich das Stahlfachwerk die Horizontallast, in Süd-Nordrichtung wird die Horizontallast größtenteils von der Betonröhre abgetragen. Die Verbindung der beiden Gebäudeteile ist wegen der möglichen Lasteinleitung auf die Aufstockungsebenen beschränkt, eine Anbindung im Bereich des Bestandsturmes, bis zu einer Höhe von 62 m, wurde nicht geplant. Die Aussteifung des Gebäudes erfolgt in Ost-Westrichtung über die

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Berichte

Bild 7. Ansicht Erschließungsturm

beiden großen Auskreuzungen aus HE-A 240-Profilen, welche hinter der Nord- und Südfassade innerhalb des Gebäudes der Stahlbauaufstockung liegt. Die Horizontallasten der Südund Nordseite werden in Ebene +46,25 m in das bestehende Stahlfachwerk geleitet. In Süd-Nordrichtung ist eine mit Diagonalen ausgekreuzte Scheibe aus Profilen HE-B 200 mit einem Hebelarm von drei Metern an der Rückwand des Versorgungsschachtes innerhalb des Grundrisses der Aufstockung angeordnet. Zur Erhöhung der Steifigkeit dieses Verbandes ist der Deckenträger HE-M 400 als Outrigger ausgebildet und gibt Lasten in die Südfassade ab. Die wesentliche Aussteifungslast wird indes über die Deckenscheibe und den horizontalen Verband aus Profilen HE-B 200 unterhalb der, den Erschließungsturm mit der Aufstockung verbindenden Brücke, in das Erschließungsbauwerk geleitet. Durch dieses Konzept konnten die Normalkräfte aus Wind und Lotabweichung auf die Bestandsstützen vergleichsweise gering gehalten werden. Eine Mehrbelastung der Fundamente wurde durch das Gründen des Erschließungsbauwerkes auf Bohrpfählen weitestgehend vermieden. Unterhalb der Bodenplatte ist eine weiche Dämmschicht verlegt, so dass bei Aktivierung der Bohrpfahlwiderstände

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keine Lasten von der Bodenplatte an den Untergrund abgegeben werden. Die Mantelreibung der Bohrpfähle in direkter Nähe der Bestandsfundamente ist im oberen Bereich durch Belassen des Stahlhüllrohres größtenteils ausgeschaltet.

7 Schlussbemerkung Das Zusammenspiel der beiden Gebäudeteile ermöglicht eine große Transparenz der Stahlbauaufstockung. Die Stahlbauaufstockung ist auf Bild 8 aus südwestlicher Richtung fotografiert. Die Möglichkeit den Kraftfluss

Bild 8. Gebäudeansicht Süd-West

über die Steifigkeit zu steuern, war der Schlüssel zur Realisierung des tragwerksplanerischen Konzeptes, welches die Integration in den architektonischen Entwurf zum Ziel hatte. Diese Möglichkeit wurde bei der Lasteinleitung der Vertikallasten aus der Aufstockung in die Eckstützen des Bestandstragwerkes über das Steuern der Steifigkeiten der Fachwerkstäbe in den oberen drei Ebenen des Fachwerkturmes und bei der Verteilung der Horizontallasten auf die Stahlkonstruktion und die Stahlbetonröhre genutzt. Der Strukturwandel, der sich in der Ruhr-Region vollzieht, ist auch hier an der Transformation des Bauwerks von einer Zeche zu einem Büround Kulturgebäude ablesbar. Der Rohbau des Gebäudes wurde im Oktober 2010 fertig gestellt. Die Kunstausstellung im Bestandsturm wird im Jahr 2012 eröffnet. Ein Wahrzeichen der Region wird sicherlich die HerkulesSkulptur von Prof. Lüpertz, welche auf dem Erschließungsbauwerk steht. Bild 9 zeigt die illuminierte Skulptur während der Abschlussveranstaltung Ruhr 2010. Am Bau Beteiligte: Bauherrschaft + Architekt: THS GmbH Nordsternplatz 1, 45899 Gelsenkirchen Entwurf: Professor K. H. Petzinka, Natalie Ness, René Clasen Tragwerksplanung: Weischede, Herrmann und Partner, Stuttgart

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Berichte

Bild 9. Herkules von Gelsenkirchen

Prüfingenieur: Prof. Dr.-Ing. Ungermann, Büro Prof. Sedlacek & Partner, Dortmund Windgutachten: I.F.I. Institut für Industrieaerodynamik GmbH, FH Aachen

Bestandsgutachten Stahl: Prof. Dr.-Ing. Ungermann, Lehrstuhl für Stahlbau, TU Dortmund Bestandsgutachten Beton und Mauerwerk: Prof. Dr.-Ing. Raupach, Ibac, RWTH Aachen Baugrunduntersuchung: DMT GmbH & Co. KG Bergbau Service Geo, Bau, Umwelt, Essen Baugrundgutachter: Dr. Muntzos & Partner, Lienen Ausführung Bohrpfahlgründung: Züblin Spezialtiefbau GmbH, Bereich Süd, Zweigstelle Duisburg Ausführung Rohbau: Peter Holthausen GmbH & Co KG, Düsseldorf Ausführung Stahlbau: Siebert & Möller GmbH & Co. KG, Krefeld Ausführung Ertüchtigung Stahlbau Bestand und unterspannte Träger Ebene 8 und 9: Giesers Stahlbau GmbH, Bochold Ausführung unterspannte Träger Ebene 5, 6, und 7: Siegmund Fenner GmbH Stahlbau + Sonderkonstruktionen, Lünen-Brambauer

Ausführung Tragkonstruktion Herkules: Schlosserei + Metallbau McLean GmbH, Waltrop Bildnachweis: Bild 1: Deutsches Bergbaumuseum Bochum, Fotothek Bilder 2 und 9: THS GmbH/Manfred Vollmer Bilder 3 und 7: THS GmbH/Tomas Riehle Bilder 4 und 6: wh-p GmbH Beratende Ingenieure Bild 5: THS GmbH Bild 9: THS GmbH/Manfred Vollmer

Autoren dieses Beitrages: Dr.-Ing. Markus Dietz und Dipl.-Ing. Markus Bott, beide Weischede, Herrmann und Partner wh-p GmbH Beratende Ingenieure Curiestraße 2 70563 Stuttgart www.wh-p.de info@wh-p.de

Firmen und Verbände Neuer Geschäftsführer der Ingenieurkammer Baden-Württemberg Am 1. September 2011 hat der Präsident der Ingenieurkammer Baden-Württemberg, Rainer Wulle, Daniel Sander als neuen Geschäftsführer bekanntgegeben. Der Vorstand hat den 37-jährigen Politologen einstimmig zum Geschäftsführer bestellt und der Präsident der INGBW sagt, dass er sich freue, „dass wir eine so kompetente Persönlichkeit für die Geschäftsführung in unserer Kammer finden konnten.“ Wulles „Anliegen an den Berufsstand ist die Konzentration auf erfolgsversprechende Dialoge mit dem Ministerium für Finanzen

und Wirtschaft als unsere Aufsichtsbehörde und mit der Politik.“ Sander stammt aus Freiburg im Breisgau, ist dort Stadtrat und hat in den

letzten fünf Jahren ein Landtagsabgeordnetenbüro geleitet. Seine zentrale Aufgabe sieht er in der Steigerung der Kompetenz der Ingenieure und ihrer Kammer. Außerdem möchte er sich für die hohe Ingenieurkultur und eine gute Abstimmung mit den politischen Verantwortungsträgern des Landes einsetzen. (Anm. der Redaktion: in der ursprünglich abgedruckten Fassung des Artikels war fälschlicherweise behauptet worden, dass Daniel Sander der Nachfolger von Rainer Wulle sei. Dies ist jedoch nicht der Fall.) Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.ingbw.de

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Berichte DOI: 10.1002/stab.201201513

Rückblick: Festkolloquium 90 Jahre Versuchsanstalt

Im Jahr 2011 feierte die Versuchsanstalt für Stahl, Holz und Steine des Karlsruher Instituts für Technologie (KIT) ihr 90jähriges Bestehen [1]. Aus diesem Grund fand am 29./30. September ein zweitägiges Festkolloquium im Audimax des KIT statt (Bild 1). Den über 350 Gästen wurde ein abwechslungsreiches Programm geboten. Der erste Tag der Veranstaltung wurde als gemeinsames Kolloquium der beiden an der Versuchsanstalt vertretenen Disziplinen „Holzbau“ und „Stahlbau“ gestaltet. Die einleitenden Worte sprachen der Dekan der Fakultät für Bauingenieur-, Geo- und Umweltwissenschaften des KIT, Prof. Dr.-Ing. Bernhard Heck sowie Ministerialrat Dr.-Ing. Gerhard Scheuermann vom Ministerium für Umwelt, Klima und Energiewirtschaft Baden-Württemberg, der u. a. über die Neuaufteilung verschiedener Ressorts innerhalb der BadenWürttembergischen Landesregierung und neue Entwicklungen im bauaufsichtlichen Bereich berichtete.

Die beiden Leiter der Versuchsanstalt für Stahl, Holz und Steine, Prof. Dr.-Ing. Hans Joachim Blaß und Prof. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer (Bild 2), stellten anschließend die Bereiche „Holzbau“ und „Stahlbau“ an der Versuchsanstalt in allen Facetten vor. Neben intensiven Forschungstätigkeiten auf vielen Gebieten ist die Versuchsanstalt eines der größten Institute europaweit im Hinblick auf die Tätigkeit als Prüf-, Überwachungsund Zertifizierungsstelle bzw. notifizierte Stelle. Die Versuchsanstalt verfügt heute über insgesamt mehr als 60 Mitarbeiter, von denen über 20 eine Promotion anstreben. Grundlage ist eine hervorragende Ausstattung zur Durchführung von zerstörenden und zerstörungsfreien Prüfungen. Im Anschluss hielt Prof. Dr.-Ing. Udo Peil vom Institut für Stahlbau der TU Braunschweig einen kurzweiligen Vortrag zum Thema „Die große Kuppel von Florenz – Statik und Intuition im 15. Jahrhundert“ [2]. Der nachfolgende Beitrag von Dr.-Ing. Rainer

Bild 1. Teilnehmer des Festkolloquiums (Quelle: Versuchsanstalt)

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Görlacher von der Versuchsanstalt des KIT nahm die Anwesenden mit auf eine Reise in die, teilweise bewegte, Vergangenheit der Versuchsanstalt. Prof. Dr.-Ing. Heinz Brüninghoff referierte über Rahmenecken im Ingenieurholzbau. Er griff hierzu auf die Ergebnisse von Forschungs- und Prüfaufträgen zurück und zeigte unterschiedlichste Ausführungen wie gedübelte, keilgezinkte oder gebogene Ecken. Aktuelle Projekte aus dem Bereich der Überdachungen aus mehrfach gekrümmten oder frei geformten Schalen aus Brettschichtholz waren das Thema des Vortrags von Mathias Hofmann und Rensteph Thompson von Hess Timber, der den Titel „Krumme Kisten und dreieckige Eier“ trug. Den Schlussvortrag des ersten Tages der Veranstaltung hielt der Inhaber des Lehrstuhls für Metallbau der TU München Prof. Dr.-Ing. Martin Mensinger, der einst an der Ver-

Bild 2. Die Leiter der Versuchsanstalt: Prof. Dr.-Ing. Hans Joachim Blaß (links) und Prof. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer (rechts) (Quelle: Versuchsanstalt)

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Berichte suchsanstalt seine Diplomarbeit anfertigte. Er berichtete über die „Membranwirkung von Verbunddecken im Brandfall“, wobei er spektakuläre Bilder eines Großversuchs zeigte. Die abendliche Festveranstaltung fand im Südwerk in Karlsruhe statt, wo bei leckerem Buffet reichlich Möglichkeit zum branchenübergreifenden Austausch bestand, was von den Teilnehmern auch bis in die frühen Morgenstunden gerne angenommen wurde. Am zweiten Tag hatten die Teilnehmer die Wahl zwischen zwei Parallelveranstaltungen, wobei sowohl der vom Bereich „Holzbau“ als auch der vom Bereich „Stahlbau“ angebotene Part überwiegend durch an der Versuchsanstalt tätige wissenschaftliche Mitarbeiter und ausgewählte Gastredner bestritten wurde. Über die Vorträge im Bereich „Holzbau“ wurden bereits ausführlich berichtet [3]. Im Bereich „Stahlbau“ wurde die Veranstaltung von Heinz Bock und Randolf Diel eröffnet, die Grußworte des DVS, des DSTV, des VBI und des VPI überbrachten. Im Anschluss wurde aus aktuellem Anlass ein Kurzvortrag zum Thema EN 1090, Vortragender: Dr.-Ing. Michael Volz, Versuchsanstalt, eingeschoben. Thomas Reinke von der Versuchsanstalt berichtete über ein laufendes Forschungsprojekt mit dem Thema „Tragverhalten von Stahlmasten mit polygonalem Querschnitt“, wobei hier durch eine Kombination aus experimentellen und numerischen Untersu-

chungen eine Lücke in den aktuellen Regelwerken gefüllt werden soll. Die Nachbehandlung von Schweißnähten war das Thema des Vortrags von Philipp Weidner von der Versuchsanstalt. Hier wurden in den vergangenen Jahren durch intensive Forschungsarbeit enorme Fortschritte erzielt. So lässt sich die Ermüdungsfestigkeit von Schweißnähten, deren Lebensdauer rechnerisch bereits erreicht ist, noch erheblich steigern, was zu einer signifikanten Erhöhung der Restlebensdauer des Bauteils führt. Dr.-Ing. Jan Akkermann und Prof. Dr.-Ing. Dan Constantinescu, Krebs und Kiefer GmbH, berichteten über die Anwendung des Eurocode 8 am Beispiel internationaler Projekte. Highlight war hier eine Moschee, die in einem stark erdbebengefährdeten Gebiet errichtet werden soll. Unter dem Titel „Tragstrukturen von Offshore-Windenergieanlagen in der Nordsee“ berichtete Dr.-Ing. Michael Siems, Geschäftsführer der Ingenieurgesellschaft Peil, Ummenhofer mbH, über ein derzeit sehr aktuelles Thema. Er stellte unterschiedliche Gründungsstrukturen mit den zugehörigen Vor- und Nachteilen in konstruktiver und wirtschaftlicher Hinsicht vor. Thomas Fackler, Schlaich Bergermann und Partner GmbH, referierte in einem sehr spannenden Vortrag über den neu gebauten Flughafen „Berlin – Brandenburg International“ und die konstruktiven He-

rausforderungen, denen sich die Planer zu stellen hatten. Im Anschluss an die Vorträge hatten die Teilnehmer die Möglichkeit, die Prüflabore der Bereiche „Stahlbau“ und „Holzbau“ ausgiebig zu besichtigen und hier auch vorbereitete zerstörende Versuche zu beobachten. Das abschließende Mittagessen wurde bei strahlendem Wetter im Hof der Versuchsanstalt, der für das Festkolloquium eigens zum Biergarten umgestaltet worden war, eingenommen. Die Veranstalter möchten sich auf diesem Wege bei allen Mitwirkenden für die hervorragende Vorbereitung und bei den zahlreich erschienen Gästen für ihr Kommen bedanken. Literatur [1] Ruff, D.: 90 Jahre Stahlbau an der Versuchsanstalt für Stahl, Holz und Steine. Stahlbau 80 (2011), Heft 8, S. 554–559. [2] Peil, U.: Die große Kuppel von Florenz – Statik und Intuition im 15. Jahrhundert. Bautechnik 84 (2007), H. 1, S. 47–59. [3] Jacob-Freitag, S.: Wo die (Holz-) baupraktische Zukunft entsteht. Holz-Zentralblatt Nr. 47, 25. November 2011, S. 1189–1190.

Autor dieses Beitrages: Dr.-Ing. Daniel C. Ruff, Geschäftsführer, KIT Stahl- und Leichtbau, Versuchsanstalt für Stahl, Holz und Steine, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), Otto-Ammann-Platz 1, 76131 Karlsruhe

50 Jahre Böger+Jäckle Im November 2011 konnte die Böger + Jäckle Beratende Ingenieure GmbH in Henstedt-Ulzburg ihr 50jähriges Bestehen feiern. Das Büro wurde Ende 1961 von den DiplomIngenieuren Hajo Böger und Hermann Jäckle in Ulzburg am nördlichen Rand von Hamburg gegründet, und es hat sich aus kleinsten Anfängen zu einem der größten unabhängigen Ingenieurbüros in Schleswig-Holstein entwickelt. Das mit der Planung

von Bauwerken für die öffentliche Infrastruktur – vorzugsweise von Brücken, Tunnel und für den Küstenschutz – befasste Ingenieurunternehmen beschäftigt achtzig Mitarbeiter und wird seit Anfang der 1990er Jahre von Klaus Domröse und Harald-Peter Hartmann geführt (Bild 1). Als unabhängige Planer, Bauleiter oder als Prüfingenieure haben die sechzig Ingenieure von Böger+Jäckle in den vergangenen fünfzig Jahren an

fast allen großen verkehrsplanerischen und raumordnenden Bauprojekten in Schleswig-Holstein mitgewirkt, beispielsweise an der Gablenzbrücke in Kiel (Bild 2), an der westlichen Elbquerung und am Rück- und Neubau der Störbrücke in Itzehoe (Bild 3). Aus Anlass des Jubiläums haben Böger+Jäckle eine Chronik herausgegeben [1], in der die Verkehrsentwicklung des Landes am Beispiel der Geschichte dieses Büros beschrieben

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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)

und aus der Sicht der beteiligten Planer fachkundig kommentiert wird. In einem ganz normalen Reihenhaus haben Hajo Böger und Hermann Jäckle damals ihr Ingenieurbüro gegründet. Ihre Startchancen waren in doppelter Hinsicht gut: Sie hatten nach dem Studium des Bauingenieurwesens an den Technischen Universitäten in Hannover beziehungsweise Karlsruhe erste berufliche praktische Erfahrungen im Ingenieurbüro von Dr.-Ing. Hellmut Homberg (1909–1990) in Hagen in Westfalen gesammelt (s. [1, S. 6–10] u. [2, S. 652]), einem der damals renommiertesten Ingenieurbüros in Deutschland, und sie starteten ihre selbstständige Tätigkeit als freiberufliche Beratende Ingenieure in einem Bundesland, das damals zu jenen Regionen in Deutsch-

land gehörte, die wegen des stark anschwellenden West-Ost-Transitverkehrs unmittelbaren verkehrstechnischen Handlungsbedarf aufwiesen. Von der Verlegung der Bundesstraße 5 von Krupunder über Pinneberg bis nach Quickborn Anfang bis Mitte der 1960er Jahre über die Planung und den Bau der Bundesstraßen 200, 207 und 404 bis zur planerischen und bauleitenden Beteiligung am Bau der Autobahn von Hamburg nach Kiel, waren Böger+Jäckle nach eigenen Angaben an wohl allen großen Verkehrsprojekten der letzten 50 Jahre in Schleswig-Holstein beteiligt. Gleichzeitig wurden ihre reichen Erfahrungen als Ingenieure und Bauleiter für die Planung und Errichtung zahlloser Bauwerke des Küstenschutzes genutzt. Kaum ein Ingenieurbauwerk an der

Bild 2. Einschub der Gablenzbrücke in Kiel 72

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Unterelbe zwischen Hamburg und Neufeld wurde, so schreibt das Unternehmen heute, ohne die Mitarbeit von Böger+Jäckle errichtet. Zurzeit wirkt das Büro bei den großen Küstenschutzmaßnahmen an der Unterelbe und in Dahme an der Ostsee mit. Das Hochwasser von 2010 haben die Lauenburger Bürger Dank der von Böger+Jäckle errichteten Hochwasserschutzbauwerke genauso ohne Schaden überstanden wie die Menschen in Geesthacht, wo der Hochwasserschutz am Oberen und Unteren Schleusenkanal oder wie die in Glücksburg, wo die Deicherhöhung von 2009 dem Blanken Hans erfolgreich trutzt. Neben den zahllosen Bauten für die Infrastruktur Schleswig-Holsteins haben Böger+Jäckle aber auch bundesweit – beispielsweise für die Brücken der Rhönautobahn nach Fulda oder für die 4. Röhre des Elbtunnels in Hamburg – und für große Projekte im Ausland geplant – zum Beispiel im Iran, noch zu Zeiten des Schahs, eine Reparaturwerft und einen Hafen, oder Brücken für Nigeria (die aber nie gebaut wurden, weil politische Unruhen ausbrachen), oder für die Erweiterung der U-Bahn in Singapur. In jüngerer Zeit kamen dann noch bedeutende Planungs- und Bauleitungsaufgaben für den Industriebau oder für Kernkraftwerke hinzu, vor allem für die Ertüchtigung des Kernkraftwerks Brunsbüttel. Der Schwerpunkt der Tätigkeit von Böger+Jäckle lag immer auf dem Gebiet des konstruktiven Ingenieurbaus. Brücken, Tunnel, Untergrundbahnen, Lärmschutzanlagen, Schiffsanleger, Kaianlagen, Hochwasserschutzbauten, Hafen- und Werftanlagen,

Bild 3. Bau der Störbrücke in Itzehoe

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Berichte Fabrikanlagen, Kraftwerke, Geschäftsund Verwaltungsgebäude, Schulen und Sporthallen sind unter der Mitwirkung von Böger+Jäckle entstanden. Dass Ingenieure aber nicht nur in Betongrau und Stahlblau, sondern auch in Grün planen können, das haben Böger+Jäckle schließlich noch in den vergangenen zwanzig Jahren bei zahlreichen Projekten des Landschaftsschutzes, der Landschaftspflege, der Rekultivierung und der Pflege öffentlichen Grüns in Parks und Schlossgärten bewiesen, auch im Osten Deutschlands, wo das Unternehmen nach der Wende in Leipzig, Wismar, Dessau und Chemnitz Zweigbüros eröffnet hat. „Eine etwas andere Chronik“ (Bild 4) haben Böger+Jäckle ein Büchlein über die Geschichte ihres Büros betitelt, das anlässlich des 50jährigen Jubiläums von jenem Mitarbeiter geschrieben worden ist, Dipl.-

1961 – 2011

50 Jahre Ingenieurbüro Böger + Jäckle Eine etwas andere Chronik von Wolf-Dietrich Karras

Bild 4. Titelblatt der Chronik von Böger+Jäckle

Ing. Wolf-Dietrich Karras, der diese Geschichte miterlebt und mitgestaltet hat. Diese Chronik ist aber nicht nur eine Geschichte der Ingenieurgruppe

Böger+Jäckle, sondern auch gleichzeitig eine kurzweilige, kundig kommentierte Geschichte der Entwicklung des Verkehrs in Schleswig-Holsteins überhaupt – aus der Sicht und mit dem Wissen eines Ingenieurs geschrieben, der sich ein ganzes berufliches Leben lang mit dieser Entwicklung beschäftigt hat. Das Büchlein kann als PDF-Datei auf der Website des Ingenieurbüros Böger+Jäckle kostenfrei downgeloadet werden unter www. boeger-jaeckle.de Literatur [1] Karras, W.-D.: 50 Jahre Ingenieurbüro Böger+Jäckle. Henstedt-Ulzburg: Eigenverlag 2011. [2] Kurrer, K.-E., Pelke, E., Stiglat, K.: Einheit von Wissenschaft und Kunst im 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.

Aktuell Dachpfannen aus Stahl: Leichtgewichte für jedes Dach Zunehmend werden von Dachdeckern und Bauherren Stahldachpfannen als gute Alternative zu traditionellen Dacheindeckungen verwendet. Das Stahl-Informations-Zentrum hat in diesem Zusammenhang eine Auswahl interessanter Dach-Ausführungen in einer Dokumentation zusammengestellt. Nicht nur private Bauherren, auch Kommunen und Wohnungsunternehmen sind auf diese hierzulande noch wenig verbreitete Bedachungstechnik aufmerksam geworden. Dafür spricht,

dass Stahldachpfannen leicht und langlebig sind und es erlauben, große Dachflächen wirtschaftlich zu decken. Vor allem die hohe Widerstandsfähigkeit gegen Sturm erweist sich in Zeiten zunehmend extremer Wetterlagen als Pluspunkt. Bislang sind Dachpfannen aus Stahl vor allem in Skandinavien und Norddeutschland verbreitet. Denn an Nord- und Ostsee, wo das Wetter häufig rauer ist, halten sie, fest mit der Unterkonstruktion verbunden, Starkregen und Orkanböen schon seit Jahrzehnten erfolgreich stand. Die Profiltafeln bestehen aus 0,5 mm dickem Stahlblech, sind ca. einen Meter breit und einen halben bis zu acht Meter lang. Eine mehrschichtige Oberflächenveredelung verleiht den Profilen nicht nur Farbigkeit, sondern schützt den Stahlkern für viele Jahrzehnte vor Korrosion. Auf der glatten Außenhaut finden Schmutz, Flechten und Moose kaum Halt. Dadurch bleibt das ursprüngliche Erscheinungsbild lange erhalten.

Bei der Dacherneuerung – über 50 % der Bautätigkeiten erfolgen in Deutschland heute bereits im Bestand – überzeugen Dachpfannen aus Stahl durch Effizienz und Flexibilität, denn sie lassen sich auf jeder Dachform verlegen. Sie sind mit rund fünf Kilogramm je Quadratmeter wesentlich leichter als Beton- oder Tondachpfannen. Dadurch erübrigt sich bei älteren Dachstühlen mit eingeschränkter Tragfähigkeit in vielen Fällen eine nachträgliche Verstärkung oder gar Erneuerung der Unterkonstruktion. Das Stahl-Informations-Zentrum zeigt in seiner neuen Dokumentation „Dachpfannen aus Stahl“ ausgeführte Projekte aus den Bereichen Wohnungsund Gewerbebau sowie landwirtschaftliche Nutzbauten. Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.stahl-info.de (kostenfreie Publikation) www.stahl-dachpfannen.de

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Persönliches

Persönliches Carl-Heinz Rademacher †

Am 20. November 2011 verstarb nach längerer Krankheit Dipl.-Ing. Carl-Heinz Rademacher in Erkrath bei Düsseldorf. Geboren am 20. Januar 1930 in Salzwedel besuchte Rademacher die dortige Jahn-Oberschule, an der er 1950 das Abitur ablegte. Im gleichen Jahr übersiedelte er nach Berlin, um an der Technischen Universität Bauingenieurwesen zu studieren; besonders prägend dabei war Professor Roik, der in Rademacher eine lebenslange Liebe zum Stahlbau, insbesondere zum Stahlbrückenbau, weckte. Nach bestandener Diplomprüfung trat Rademacher 1957 in die Firma Hein Lehmann & Co AG in Düsseldorf ein. Diese Firma war 1888 in Berlin gegründet worden und hatte schon 1890 ein Zweigwerk in Düsseldorf eröffnet, das bald zum wichtigsten Werk der Firma wurde. In den Jahren 1910 bis 1912 baute die Firma ihre erste Rheinbrücke, die zweigleisige Eisenbahnbrücke Duisburg-Ruhrort und hat bis in die 1980er Jahre mehr Rheinbrücken gebaut als jede andere Firma. Kurz nach dem Krieg – als sich der Wiederaufbau und der Neubau vieler Brücken überlappten – gab es für einen jungen und tatendurstigen Ingenieur natürlich ein breites Betätigungsfeld. 1962 erwarb Rademacher die Zusatzqualifikation Schweißfachingenieur, und 1965 wurde er Assistent des Technischen Direktors Karl Lange. Neben den mit dieser Tätigkeit verbundenen normalen Aufgaben wurde Rademacher immer wieder mit der Umsetzung von besonders schwierigen Brückenentwürfen auf der Baustelle betreut. Genannt seien hier nur – die Hängebrücke über den Rhein Kleve-Emmerich (1962 bis 1965), mit einer Mittelöffnung von 500 m immer noch die weitestgespannte Brücke Deutschlands

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– die Talbrücke Weiberswoog bei IdarOberstein (1964 bis 1967), eine der wenigen damals gebauten Verbundbrücken, bei der die Hein Lehmann Betonbau GmbH auch die Unterbauten und die Fahrbahnplatte herstellte – die Kniebrücke in Düsseldorf (1965 bis 1968), eine einhüftige Schrägseilbrücke mit der damaligen Rekordmittelöffnung von 319 m – die Rheinbrücke Mannheim-Ludwigshafen (1968 bis 1972), ebenfalls eine einhüftige Schrägseilbrücke, bei der erstmals eine Strombrücke aus Stahl mit einer Vorlandbrücke aus Spannbeton kombiniert wurde und baustellengefertigte Paralleldrahtbündel zum Einsatz kamen 1973 wurde Rademacher zum Leiter der Montageabteilung und 1977 zum Technischen Direktor der Firma ernannt. Als Höhepunkte aus dieser Zeit sind zu erwähnen – die 1969 bis 1976 gebaute Oberkasseler Brücke in Düsseldorf mit ihrem spektakulären Querverschub – die 1983 bis 1987 nach einem Sonderentwurf der Fima gebaute 4-gleisige Eisenbahnbrücke Düsseldorf-Hamm, eine Fachwerkbrücke mit Stützweiten von 135 m und 250 m, deren Hauptöffnung von einem Bogen überspannt wird. Durch sein ergebnisorientiertes Denken und seine vermittelnde Art hat Rademacher bei all diesen Projekten auch in schwierigsten Sachfragen immer wieder die unterschiedlichen Interessen ausgleichen können. Nach mehrfachem Eigentümerwechsel und wegen des allgemeinen Rückgangs der Bauaufgaben wurde die Firma Hein Lehmann nach Fertigstellung der Düsseldorf-Hammer Eisenbahnbrücke zerschlagen und Rademacher konnte 1989 in den wohlverdienten Ruhestand treten. Jetzt endlich fand er Zeit, sich den Dingen zu widmen, die bei seinem engagierten Berufsleben viel zu kurz gekommen waren: Reisen, Malen und Zeichnen, Tanzen und Chorgesang. Rademacher hinterlässt seine Frau, mit der er über 55 Jahre verheiratet war und zwei Söhne. Ich hatte das Glück – zunächst in der Firma Hein Lehmann und auch nach meinem Wechsel in das Büro Leonhardt, Andrä und Partner – über 25 Jahre hinweg immer wieder mit Rademacher zusammenarbeiten zu dürfen und in ihm nicht nur einen äußerst kompetenten Kollegen, sondern über das Berufliche hinaus einen Freund zu finden. Reiner Saul, Leonberg-Warmbronn

Albert Krebs 80 Jahre

Am 12. Januar 2012 vollendete Prof. Dr.-Ing. Albert Krebs sein 80. Lebensjahr. In München geboren, studierte Krebs von 1950–1955 an der Technischen Hochschule Darmstadt Bauingenieurwesen. Er trat 1956 als einer der ersten Mitarbeiter in das private Ingenieurbüro seines Lehrers Prof. Dr.-Ing. Alfred Mehmel – dem „Brückenpapst“ der Nachkriegsjahre – ein. 1962 promovierte Krebs mit einer Dissertation über Kreisringplatten. In diese Jahre fallen so herausragende Projekte wie die Nibelungenbrücke in Worms (Freivorbau), die erste Hangbrücke aus Spannbeton am Krahnenberg bei Andernach (kurvengängige Vorschubrüstung) sowie die rasante Entwicklung des Rhein-MainFlughafens in Frankfurt (u. a. Terminal 1). 1965 wurde Albert Krebs Partner im Büro Mehmel-Krebs. Schon ein Jahr später wurde er mit nur 34 Jahren der bis dato jüngste Prüfingenieur für Baustatik im Fachbereich Massivbau und Holzbau. Nach Mehmels Tod 1973 firmierte er das Büro mit dem dritten Partner, Dr.-Ing. Gerhard Kiefer, in Krebs und Kiefer um, heute eine der bedeutenden und größten deutschen Ingenieurgesellschaften im Bauwesen. Bereits im Büro Mehmel-Krebs wurden herausragende Projekte geplant oder bautechnisch geprüft. 1973 erhielt Albert Krebs zudem die Prüflizenz im Metallbau. 1995 wurde er beim Eisenbahn-Bundesamt Prüfingenieur für Konstruktiven Ingenieur- und Brückenbau aller Fachrichtungen. Er setzte sich nachdrücklich für die Umsetzung des Vier-Augen-Prinzips ein und engagierte sich im Verband der Prüfingenieure für Baustatik (VPI), dessen hessischem Landesverband er 1979–1992 vorstand. Mittelpunkt seiner Bemühungen war die Durchsetzung und Sicherung eines hohen Qualitätsniveaus. Stets war ihm nicht nur die Einhaltung der technischen Regeln von Bedeutung. Vielmehr lag und liegt ihm auch die Berücksichtigung aller weitergehenden Aspekte am Herzen. Mit seinem scharfen, analytischen Denken, vor dem sich mancher

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Persönliches / Aktuell Kollege und Mitarbeiter auch mal fürchten durfte, gepaart mit seinem stets höflichen, aber auch in der Sache bestimmenden Wesen, widmet er sich dem weitestgehenden Ausloten der technischen Problematik und deren pragmatischer Lösung. Neben der erfolgreichen Entwicklung des Ingenieurbüros – mittlerweile mit weiteren Partnern und neuen, herausragenden Projekten wie: – Rombachtalbrücke der ICE-Neubaustrecke Fulda–Kassel, – Terminal 2 am Flughafen Frankfurt, – Gesamtplanung der ICE-Neubaustrecke Erfurt–Leipzig/Halle, – diversen Hochhäusern in Frankfurt (Deutsche Bank, Helaba, DG-Bank, Commerzbank) vergaß Albert Krebs nie seine wissenschaftlichen Wurzeln. Diverse Fachveröffentlichungen zu Themen des Massivund Brückenbaus sowie zu Hochhausschwingungen stammen aus seiner Feder. Er verantwortete ferner zusammen mit seinem Mitarbeiter Dr.-Ing. Bernhard Hartung die Erweiterte Technische Biegelehre. Mit diesem ganzheitlichen, sämtliche Schnittgrößen M, N und V verbindenden Bemessungsansatz sind heute Nachrechnungen und Entwürfe von komplexen Brückenquerschnitten möglich. 1986 wurde Krebs schließlich Honorarprofessor im Fachgebiet Ingenieurbauwerke an der TU Darmstadt. Einen weiteren Schwerpunkt seines technischen Engagements widmete er den Trag- und Vorschubgerüsten. Seit 1971 war er Mitglied im Sachverständigenausschuss Traggerüste des DIBt. Die von ihm mitverfasste Check-Liste für Traggerüste gehört mittlerweile zu den Standardwerken auf diesem Gebiet. Als Unternehmer setzte er sich für eine leistungsgerechte Honorierung von Ingenieuren ein. Aus Überzeugung engagierte er sich im AHO (Ausschuss der Verbände und Kammern der Ingenieure und Architekten für die Honorarordnung e.V.), dessen Fachkommission „Ingenieurbauwerke und Tragwerkspla-

nung“ er vorsaß, und war maßgeblich an der Gestaltung der HOAI beteiligt. Im HOAI-Gesamtkommentar von Jochem verfasste er den Beitrag zum Leistungsbild Tragwerksplanung. Seine zahlreichen Vorträge und Fortbildungen zum Thema Honorarrecht und HOAI führten ihn auch bis nach China. Durch seine aufrichtige und integre Haltung genießt er sowohl bei Planern als auch bei Auftraggebern höchste Anerkennung und Vertrauen. Den Abschluss seines aktiven Berufslebens als Ingenieur krönte Krebs mit der Betreuung der Planung des Schiffshebewerks am 3-SchluchtenStaudamm in China, des sich derzeit im Bau befindenden, größten Schiffslifts der Welt. Albert Krebs führte sein Ingenieurbüro stets mit Weitsicht und Strategie. Bei seinem Ausscheiden aus der aktiven Geschäftsleitung und Wechsel in die Position eines Beirats 2005 hatte das Unternehmen weit über 300 Mitarbeiterinnen und Mitarbeiter und war bzw. ist bis dato in allen Bereichen des Bauwesens aktiv. Das Ingenieurbüro wird heute von einer Sozietät aus Partnern der mittlerweile 3. Generation geführt, der er nach wie vor angehört und mit Rat und Tat zur Seite steht. Die besten Wünsche zum 80. Geburtstag, weiterhin viel Schaffenskraft und viel Gesundheit und Freude im Kreis seiner Familie! Dr. Jan Akkermann im Namen der Gesellschafter der Krebs und Kiefer & Partner GbR

Aktuell Wettbewerb: Talbrücke über die Schorgast (B289) Das Staatliche Bauamt Bayreuth möchte ein Jahr nach dem Realisierungswettbewerb einer 420 m langen Talbrücke über

das Schorgasttal mit vorgelagerter Galerie (140 m) über die Bahnlinie Bamberg–Hof, als Teil der geplanten Bundesstraßen 289 Umfahrung von Kauerndorf und Untersteinach, die Arbeitsgemeinschaft aus Ingenieuren und Architekten mit der Erstellung des Bauwerksentwurfs beauftragen. Das Münchner Ingenieurbüro BPR Dr. Schäpertöns & Partner hatte in einer Arbeitsgemeinschaft mit SRP Schneider & Partner (Kronach) und den Architekten SBR Schultz-Brauns & Reinhart (München) unter fünf eingeladenen Bewerbern den ersten Preis gewonnen: „Den Siegerentwurf wertete das Preisgericht als selbstbewussten Auftritt in der Schorgastaue, der mit einer insgesamt harmonischen Einfügung in den sensiblen Landschaftsraum eine Synthese bildet. Die Lösung der Unterbauten zeugt von großer Transparenz, die Lösung der Überbauten von Signifikanz. Insgesamt ist der Entwurf ein überzeugender Beitrag zu Baukultur und geprägt von Innovationswillen und gestalterischer Kraft.“ (Preisgericht, Nov. 2010) Ziel des Entwurfs war es von Anfang an ein markantes Zeichen zu setzen. Sechs 28 m hohe im Verhältnis zur Kurveninnenseite 1 : 3 geneigten Stahlpylone tragen an je zehn Zuggliedern einen schlanken Brückenträger (Bilder 1 und 2). Der Überbau der Brücke besteht aus einem Stahlkasten und einer aufgesetzten Fahrbahnplatte aus Beton (Bild 3). Der geschlossene Stahlkasten wurde deshalb gewählt, weil wegen der einseitigen Aufhängung Torsion abgetragen werden muss. Aufgrund der dadurch erforderlichen großen Längssteifigkeit sind die Kräfte in den Zuggliedern vergleichsweise gering, so dass es möglich scheint, diese aus Baustahl vorzusehen. Der Steg des Kastens ist an der Kurveninnenseite einmal gefaltet. An der Kurvenaußenseite begrenzt ein schlankes Gesimsband das gepfeilte Bodenblech. Das Staatsbauamt lobte einmütig die kühne Lösung des Brückenüberbaus, der „eine Kombination aus der Balkentragwirkung eines Durchlaufträgers mit der Tragwirkung

Bild 1. Geneigte Stahlpylone

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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Aktuell

Bild 2. Ansicht von der Schorgastaue

Bild 3. Brückenquerschnitte

einer Schrägseilbrücke mit einseitig angeordneten Abspannungen darstellt (sic). Durch die Schrägseilkonstruktion kann der Überbau äußerst schlank ausgebildet werden. Die Konstruktionshöhe beträgt 1,80 m, damit ergibt sich eine Schlankheit von l/h = 37. Dieses Tragsystem stellt eine für Straßenbrücken äußerst ungewöhnliche Lösung dar.“ (Bau intern Juli/August 2011) Die Krümmung des schlanken Brückenträgers zusammen mit der Neigung der Pylone zum Inneren des Kurvenradius erzeugen eine ganz besondere Spannung und Dynamik. Man kann fast sagen: die Brücke tanzt. Christian Brensing

Stahl-Architekturpreis, BMVBS-Sonderpreis und Förderpreis für 2012 ausgelobt bauforumstahl und der Deutsche Stahlbau-Verband DSTV loben gemeinsam mit dem Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS) den Preis des Deutschen Stahlbaues 2012 für Stahlarchitektur sowie den Sonderpreis des BMVBS aus. Außerdem wird der Förderpreis des Deutschen Stahlbaues 2012 für Studierende ausgeschrieben. Der Preis des Deutschen Stahlbaues wird verliehen für eine architektonische

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

Leistung im Hoch- und Brückenbau, einschließlich aller Formen des Bauens im Bestand, bei der die Möglichkeiten des Stahls in besonders guter Weise genutzt werden. Der Sonderpreis des Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung zeichnet zusätzlich ein Bauwerk aus, bei dem nachhaltige Stahlarchitektur unter besonderer Berücksichtigung von Ressourcen- und Energieeffizienz sowie Gebäudeflexibilität realisiert wurde. Prämiert werden seit 2009 fertig gestellte Bauwerke, die ihren Standort in der Bundesrepublik Deutschland haben, bzw. im Ausland, wenn der Urheber deutscher Staatsbürger ist. Die Höhe des Preisgeldes beträgt insgesamt 14000 €. Bewerben können sich Architekten/Architektengemeinschaften sowie Architekten-/Ingenieurgemeinschaften. Einreichungstermin ist der 26. März 2012. Der Jury gehören an: Prof. Dr.-Ing. Klaus Bollinger, Michael Frielinghaus, Prof. Dörte Gatermann, MinRat HansDieter Hegner, Prof. Sebastian Jehle, Prof. Volkwin Marg, Christian Schittich. Der Preis des Deutschen Stahlbaues ist einer der ältesten und angesehensten Architekturpreise in Deutschland und wird alle zwei Jahre verliehen. Preisträ-

ger 2010 waren das Architekturbüro gmp von Gerkan, Marg und Partner gemeinsam mit den Tragwerksplanern schlaich bergermann und partner sbp für das Cape Town Stadium in Kapstadt. Der Sonderpreis des BMVBS ging 2010 an das Büro Architektur & Landschaft von Stefan Giers und Susanne Gabriel für die „Landmarke Lausitzer Seenland“. Der mit 8000 € dotierte Förderpreis für Studierende wird gleichfalls im Zweijahresturnus verliehen. Er prämiert fortschrittliche und zukunftsweisende Lösungen und Entwürfe mit Stahlkonstruktionen im Hoch- und Brückenbau, die seit 2009 an Hochschulen erarbeitet wurden. Bewerben können sich Studierende der Architektur und des Bauingenieurwesens an deutschen Universitäten, Hoch- und Fachhochschulen sowie deutsche Staatsangehörige, die an einer ausländischen Einrichtung studieren. Es werden 1., 2., und 3. Preise sowie Lobe vergeben. Der Wettbewerb erfolgt anonym über Tarnzahlen. Die Teilnahmeabsicht ist bis 12. März 2012 anzumelden, Einreichungstermin für die Unterlagen ist der 2. April 2012. Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.bauforumstahl.de/stahl-architekturwettbewerbe

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Zuschriften / Termine

Zuschriften

Termine

Zu: Unterweger, H., Taras, A.: Hohlprofile mit beidseits zentrisch eingeschlitzten Knotenblechen – Drucktragverhalten und Bemessungsvorschlag. Stahlbau 80 (2011), H. 11, S. 839–851.

Praktiken und Potentiale von Bautechnikgeschichte

Wir begrüßen, dass das Stabilitätsverhalten von geschlitzten Hohlprofilen mit eingesteckten Knotenblechen im Rahmen dieses Aufsatzes weitergehend untersucht worden ist, da diese Art der Verbindung häufig zum Einsatz kommt. Allerdings wird in Abschnitt 3.1 des Aufsatzes ausgeführt, dass wir zur Bestimmung der Knicklänge des Knotenblechs in [1] den Ansatz Lcr = 2 L (L = Länge des Knotenblechbereichs) empfehlen würden. Dies entspricht nicht unseren Ausführungen in [1] – eine derartige Empfehlung haben wir nicht gegeben! Der von Unterweger/Taras in diesem Zusammenhang gemachten Anmerkung, dass man mit diesem Ansatz aufgrund der Annahme eines starren Hohlprofils zu geringe Knicklängen erhält, stimmen wir nicht nur zu, sondern haben dies in [1] bereits ausgeführt und beispielhaft gezeigt, s. a. Bild 13 in [1]. Leider zitieren Unterweger/Taras hier missverständlich, so dass der Inhalt unserer Veröffentlichung in diesem Zusammenhang verfälscht wiedergegeben wird.

Veranstalter: VDI-Arbeitskreise Technikgeschichte und Bautechnik, Lehrstuhl für Bautechnikgeschichte und Tragwerkserhaltung der BTU Cottbus

[1] Kraus, M., Niebuhr, H. J.: Hangar für drei Großraumflugzeuge. Stahlbau 79 (2010), H. 1, S. 1–10.

Matthias Kraus Hans Joachim Niebuhr

Stellungnahme Wir möchten uns in aller Form bei den beiden Autoren entschuldigen. Es erfolgte zwar in [1] im Bild 12 für den vorliegenden Fall B der Hinweis sK = 2 ᐉ, gleichwertig zu Lcr = 2 L, jedoch wurde textlich darauf hingewiesen, dass die Biegesteifigkeit des Stabquerschnitts erforderlichenfalls zu berücksichtigen sei. Unsere Behauptung, dass die beiden Autoren – Herr Kraus und Herr Niebuhr – in diesem Fall vereinfachend die Knicklänge Lcr = 2 L empfehlen, ist daher nicht korrekt. Wir bedauern diese unzutreffende Aussage. [1] Kraus, M., Niebuhr, H. J.: Hangar für drei Großraumflugzeuge. Stahlbau 79 (2010), H. 1, S. 1–10.

Harald Unterweger Andreas Taras

Ort: Berlin, Deutsches Technikmuseum Trebbiner Str. 9

Themen und Termine (Auswahl): – Temporäre Tragwerke und das Bauen für die Ewigkeit – Brückenbaustellen und Lehrgerüste im 16.–19. Jahrhundert, 12. Januar 2012 – Renaissance der Windenergie von 1980 bis heute, 26. Januar 2012 – Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung und Bau der Fleischbrücke Nürnberg (1596–98), 9. Februar 2012 – Die ‚ups and downs‘ einer Innovation: Biographie der Windenergie in Deutschland seit Mitte der 1970er Jahre, 23. Februar 2012 – Pragmatische Kopfgeburten – Empirie und Erfindung im gotischen Baubetrieb, 8. März 2012 – The triumphant bore – der erste Londoner Themsetunnel, 19. April 2012 – Konstruktive Optimierung zwischen Wissen und Können – Die Großbaustelle Eremitage Sankt Petersburg um 1840, 24. Mai 2012 – 125 Jahre Strom aus Wind, 7. Juni 2012 Beginn jeweils um 17.30 Uhr Teilnahme kostenfrei Auskünfte: Arbeitskreis Technikgeschichte im VDIBezirksverein Berlin-Brandenburg e.V. Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Karl-Eugen.Kurrer@wiley.com

Seminarreihe Weiterbildung für Tragwerkplaner 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: Zerstörungsfreie Prüfung für die Tragwerksplanung – Seminar 5, 26. 9. 2012: Stahlbau im Bestand – Seminar 6, 10. 10. 2012: Sandwichplatten und Doppelwände

Ort: Technische Universität Darmstadt Campus Lichtwiese Gebäude L 5 | 06 – Raum 11 Petersenstraße 12 64287 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 Randbedingungen der Eurocodes und der Nationalen Anhänge Dipl.-Ing. G. Breitschaft, Präsident DIBt – Deutsches Institut für Bautechnik – EC 0 – Grundlagen + EC 1 – Einwirkungen Prof. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TU Darmstadt, Institut für Massivbau – EC 2 – Stahlbeton und Spannbetontragwerke Dr.-Ing. F. Fingerloos, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein e.V. Prof. Dr.-Ing. J. Hegger, RWTH Aachen, Lehrstuhl und Institut für Massivbau – EC 3 – Stahlbau Prof. Dr.-Ing. R. Stroetmann, TU Dresden, Institut für Stahl- und Holzbau – EC 4 – Verbundbau Prof. Dr.-Ing. G. Hanswille, Bergische Universität Wuppertal, Lehrstuhl Stahlbau und Verbundkonstruktionen – EC 5 – Holzbau Prof. Dr.-Ing. S. Winter, TU München, Lehrstuhl für Holzbau und Baukonstruktion – EC 6 – Mauerwerksbau Prof. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TU Darmstadt, Institut für Massivbau – EC 7 – Geotechnik Prof. Dr.-Ing R. Katzenbach, TU Darmstadt, Institut für Geotechnik Dr.-Ing. B. Schuppener, BAW Karlsruhe, Leiter Abt. Geotechnik – EC 8 – Erdbebenauslegung von Bauwerken Dr.-Ing. C. Butenweg, RWTH Aachen, Lehrstuhl für Baustatik und Baudynamik Auskünfte und Anmeldung: www.massivbau.tu-darmstadt.de/massivbau/veranstaltungen_fgm/darmstaedtermassivbauseminar_fgm/index.de.jsp

Forum Building Science 2012 Ort und Termin: Krems, 7. März 2012

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

15_074-078_Rubriken_ST 22.12.11 13:21 Seite 78

Termine Themen: Nachhaltige Immobilien entwickeln, planen, steuern und nutzen

Fax: 0611/366-3303 petra.kell-recktenwald@hsvv.hessen.de www.vsvi-hessen.de/seminare.htm

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Auskünfte und Anmeldung: www.donau-uni.ac.at/dbu/ forumbuildingscience

6. GIGAWIND-Symposium

–

Ort und Termin: Hannover, 22. März 2012

–

Deutscher Brückenbaupreis 2012 und 22. Dresdner Brückenbausymposium Ort und Termin: Dresden, 12. und 13. März 2012 Themen: Planung, Bauausführung, Instandsetzung 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 Vortragsveranstaltung lautet „Neuigkeiten bzw. neue Entwicklungen im Bereich der Seiltechnologie“ und richtet sich gleichermaßen an Wissenschaftler, Konstrukteure sowie Anwender. 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 EuroCodes aus Sicht der Straßenbauverwaltungen – EC 1 – Einwirkungen, Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele – EC 2 – Massive Brücken, Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele – EC 4 mit EC 3 – Stahlverbundbrücken, Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele – EC 7 – Brückengründungen, Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele Auskünfte und Anmeldung: Frau Kell-Recktenwald im Hess. Landesamt für Straßen- und Verkehrswesen, Wilhelmstraße 10, 65185 Wiesbaden, Tel.: 0611/366-3370

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

–

II. Ordnung, Wölbkraft- und HelixTorsion Optimierung und Formfindung bei Stahlkonstruktionen Stabknicken unter Berücksichtigung von Knotenblechen Kesselgerüststützen in Verbundbauweise Außergewöhnliche Schrägseilbrücken in Verbundbauweise

Themen: Das 6. GIGAWIND-Symposium dient dazu, die Arbeitsergebnisse des Projektes GIGAWIND alpha ventus abschließend darzustellen und mit Experten aus Wissenschaft und Praxis zu diskutieren. Die Veranstaltung umfasst Beiträge zu den Schwerpunkten Einwirkungen, Konstruktion und Modellbildung.

Auskünfte und Anmeldung: Fachhochschule Münster Fachbereich Bauingenieurwesen Correnstraße 25, 48149 Münster Tel.: 0251/83-65-153 voeller@fh-muenster.de www.fh-muenster.de/stahlbauseminar

Auskünfte und Anmeldung: www.gigawind.de/veranstaltungen.html

CALL FOR PAPERS

Dresdner Stahlbaufachtagung 2012 Ort und Termin: Dresden, 29. März 2012 Themen: – Tragwerksbemessung im Hochbau nach DIN EN 1993 – Tragfähigkeit von doppeltsymmetrischen I-Querschnitten auf Basis der DIN EN 1993-1-1 – Bemessung und Konstruktion von Zuggliedern nach DIN EN 1993-1-11 – Schweißnahtverbindungen unter ruhender und nichtruhender Beanspruchung – Verbundanschlüsse nach Eurocode – Träger und Deckensysteme im Stahlverbundbau – Bemessung und Ausführung von Dach- und Wandsystemen – Feuerverzinken tragender Stahlbauteile nach der DASt-Richtlinie 022 – Der neue Flughafen Berlin-Brandenburg-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 Stabilitätsnachweise, Teil 2: Verbindungen und Konstruktionen – Anmerkungen zur linearen und nichtlinearen Torsionstheorie im Stahlbau, Interpretation von Software-Ergebnissen, Anwendungsgrenzen der Theorie

10th International Probabilistic Workshop Ort und Termin: Stuttgart, 15.–16. November 2012 Die Veranstaltung richtet sich an Wissenschaftler und Ingenieure, die sich mit Fragen der Sicherheit, Risiko und Zuverlässigkeit von Bauwerken auseinandersetzen. Themen: Sicherheit, Risiko, Probabilistik, Zuverlässigkeit im Bauingenieurwesen Tagungssprache: Englisch Veranstalter: Universität Stuttgart, Institut für Geotechnik & Universität für Bodenkultur Wien, Department für Bautechnik und Naturgefahren Auskünfte und Anmeldung: Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian Moormann Instiut für Geotechnik Universität Stuttgart, Pfaffenwaldring 35 70569 Stuttgart info@igs.uni-stuttgart.de PD Dr.-Ing. Dirk Proske Universität für Bodenkultur Wien (BOKU) Institut für Alpine Naturgefahren Peter Jordanstraße 82 1190 Wien, Österreich dirk.proske@boku.ac.at www.uni-stuttgart.de/igs/ igs_verschiedenes/Veranstaltungen/ Probabilistic_Workshop

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#/ 1 ! *+% %1+% 1 &((&)!&%)) +*.1 ,&%1 (0 " % +- (" %1+% 1 (" /+) (% !*+% 1+% 1 & ( *!&% Dipl.-Ing. Manfred Eilers Bundesanstalt fĂźr StraĂ&#x;enwesen (BASt) Bergisch Gladbach ($!% 18. - 19. April 2012 (* TAW â&#x2C6;&#x2019; Tagungszentrum Bochum Innovationspark Springorum Mehr Information Ăźber diese Veranstaltung finden Sie auf unserer Hompage --- * - 1unter &% ( )) * +% % Haben Sie noch Fragen? Dann freuen wir uns auf Ihren Anruf oder Ihre E-Mail. Ihr Ansprechpartner fĂźr TAW-Symposien ist:

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„Wie die Zeit vergeht.“

Analog

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Impressum Die Zeitschrift „Stahlbau“ veröffentlicht Beiträge über Stahlbau-, Verbundbau- und Leichtmetallkonstruktionen im gesamten Bauwesen. Die Beiträge beschäftigen sich mit der Planung und Ausführung von Bauten, Berechnungs- und Bemessungsverfahren, der Verbindungstechnik, dem Versuchswesen sowie Forschungsvorhaben und -ergebnissen. Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Arbeiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im Innoch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stelle bereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätze können mit Quellenangabe für den Abschnitt Berichte angenommen werden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder im Internet unter www.ernst-und-sohn.de abgerufen werden. Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlich geschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremde Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung, im Magnettonverfahren oder auf ähnlichem Wege bleiben vorbehalten. Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind. Manuskripte sind an die Redaktion zu senden. Ankündigungen von Veranstaltungen sollten 12 Wochen vor dem Tagungstermin eingereicht werden. Redaktionsschluss ist jeweils 10 Wochen vor dem Erscheinungstermin. Auf Wunsch können von einzelnen Beiträgen Sonderdrucke hergestellt werden. Die Mindestauflage beträgt 100 Exemplare. Anfragen sind an den Verlag zu richten. Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „Stahlbau“ erscheint mit 12 Ausgaben pro Jahr. Neben „Stahlbau print“ steht „Stahlbau online“ im PDF-Format über den Online-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zur Verfügung. Bezugspreise

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41 € – 68,43 sFr –

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Studentenpreise gegen Vorlage der Studienbescheinigung. Preise exkl. MwSt. und inkl. Versand. Irrtum und Änderungen vorbehalten. Persönliche Abonnements dürfen nicht an Bibliotheken verkauft oder als Bibliotheks-Exemplare benutzt werden. Das Abonnement gilt zunächst für ein Jahr. Es kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugsjahres schriftlich gekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung verlängert sich das Abonnement um ein weiteres Jahr. Im Testabonnement werden drei Hefte zum Preis für zwei geliefert. Ohne schriftliche Mitteilung innerhalb 10 Tage nach Erhalt des dritten Heftes wird das Abonnement um ein Jahr verlängert. Nach Verlängerung kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugsjahres schriftlich gekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung 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 50 SWIFT: DRESDEFF670 Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post die Lieferung 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 widersprochen hat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt. Periodical postage paid at Jamaica NY 11431. Air freight and mailing in the USA by Publications Expediting Services Inc., 200 Meacham Ave., Elmont NY 11003. USA POSTMASTER: Send address changes to Stahlbau c/o Wiley-VCH, 111 River Street, Hoboken, NJ 07030.

Verantwortlich für den redaktionellen Teil: Chefredakteur: Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/4 70 31-2 48, Fax: 0 30/4 70 31-2 70 E-Mail: Karl-Eugen.Kurrer@wiley.com Für Manuskripte: Dr.-Ing. Geraldine Buchenau Bergstraße 140, D-73733 Esslingen Tel.: 049 (0)7 11/5 05 58 95, Fax: 049 (0)7 11/5 05 58 21 E-Mail: g.buchenau@t-online.de Redaktionsbeirat: Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Graße GMG – Ingenieurgesellschaft mbH George-Bähr-Straße 10, D-01069 Dresden Tel.: 03 51/87 65 70 Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Martin Mensinger Technische Universität München Arcisstraße 21, D-80333 München Tel.: 0 89/28 92 25 21, Fax: 0 89/28 92 25 22 E-Mail: m.mensinger@bv.tum.de Prof. Dr.-Ing. Richard Stroetmann Technische Universität Dresden Lehrstuhl für Stahlbau, D-01062 Dresden Tel.: 03 51/46 33 48 41, Fax: 03 51/46 33 49 80 Prof. Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann Universität Stuttgart Pfaffenwaldring 7, D-70569 Stuttgart Tel.: 07 11/68 56 62 45, Fax: 07 11/68 56 62 36 Prof. Dipl.-Ing. Jean-Baptiste Schleich rue M. Weistroffer 3, L-1898 Kockelscheuer, Luxemburg Tel.: 0 03 52/6 21 54 32 55, Fax: 0 03 52/26 36 11 66 Prof. Dr.-Ing. Dr. h. c. Gerhard Sedlacek RWTH Aachen Mies-van-der-Rohe-Straße 1, D-52074 Aachen Tel.: 02 41/8 02 51 77, Fax: 02 41/8 02 21 40 Prof. dr hab. inz. Zbigniew Cywin´ski ul. Szalupowa 6D PL-80-299 Gdan´sk, Polen E-Mail: zcywin@pg.gda.pl Prof. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer Karlsruher Institut für Technologie Otto-Ammann-Platz 1, D-76131 Karlsruhe Tel.: 07 21/60 84 22 15, Fax: 07 21/60 84 40 78 Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/4 70 31-2 73, Fax: 0 30/4 70 31-2 29 E-Mail: btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn: Fred Doischer Tel.: 0 30/4 70 31-2 34 Anzeigenleiter: Norbert Schippel Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/4 70 31-2 52, Fax: 0 30/4 70 31-2 30 E-Mail: Norbert.Schippel@wiley.com Kunden-/Leserservice: Wiley-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstraße 12, D-69469 Weinheim Tel.: 0800 1800 536 (innerhalb Deutschlands) Tel.: +44 (0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49 (0)6201 606184 E-Mail: cs-germany@wiley.com Schnelleinstieg: http://olabout.wiley.com/WileyCDA/Section/id-397205.html Gesamtherstellung: NEUNPLUS1 GmbH – Berlin Satz: LVD I BlackArt, Berlin Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin Beilagenhinweis: REM GmbH, 84056 Rottenburg Haus der Technik e.V., 45127 Essen

geprüfte Auflage

Stahlbau 81 (2012), Heft 1

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Vorschau

Themen Heft 2/2012 Bertus Bos, Hans-Joachim Casper, Frank van Kessel, Tamàs Simon, Remco Wiltink Vergabe, Tragwerksplanung und Montage der Brücke über die IJssel Kay Degenhardt-Herberger, Klaus-Dieter Reinke Ersatzneubau der Autobahnbrücke über den Havelkanal bei Brieselang Günter Seidl, Martin Mensinger, Eckart Koch Pilotbrücke Simmerbach – VFT-Rail Bauweise mit externer Bewehrung Mike Schlaich, Arndt Goldack, Mathias Nier Die mehrfeldrige Spannbandbrücke Slinky Springs to Fame in Oberhausen Peter Sprinke, Walter Enders Entwurf zum Rückbau der Rheinbrücke Wesel Josef Fink, Stefan Kuss Zur Entwicklung und zum Einsatz des Liquid-V-Dampers zur Tilgung von vertikalen Brückenschwingungen (Teil 2) – Praktische Anwendung und Versuche

Fax +49 (0)30 47031 240

3 n

Die Autobahn A 10 wird im westlichen Teil des Berliner Rings in der Nähe der Ortschaft Brieselang über den Havelkanal geführt. Ein Konstruktionsfehler in der Lagerung erforderte den Ersatz des bestehenden Bauwerkes. Für den Ersatzneubau wurde insbesondere unter Berücksichtigung wirtschaftlicher und gestalterischer Aspekte eine Ausführung in Form einer Netzwerkbogenbrücke mit Radialnetz als beste Lösung für den Brückenschlag gefunden. Das Bild zeigt den Einschwimmvorgang des Überbaus. Martin Trautz, Friedmar Voormann Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844–1889 Teil 2: Gitterträgerbrücken und Taktschiebeverfahren

Zongyu Gao Zhengzhou Yellow River Road-cumRailway Bridge, China

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Ja, wir möchten Stahlbau regelmäßig lesen. 3 Ausgaben und dann entscheiden. Bitte liefern Sie ab nächster Ausgabe drei Ausgaben Stahlbau zum Test für einmalig € 72 / sFr 115. Sollten Sie innerhalb von 10 Tagen nach Erhalt des dritten Heftes nichts von uns hören, bitten wir um Fortsetzung der Belieferung für ein weiteres Jahr / zwölf Ausgaben. Nach Fortsetzung der Belieferung kann diese jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugszeitraumes gestoppt werden. Bitte senden Sie eine Rechnung. Sonderpreis drei Ausgaben für Studenten einmalig € 24 / sFr 38 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

12 Ausgaben / Jahr Bitte liefern Sie ab nächster Ausgabe Stahlbau zunächst für ein Jahr, zwölf Ausgaben, für € 434,– / sFr 714,–. Die Belieferung 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 eine Rechnung. Sonderpreis für Studenten € 129 / sFr 214 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

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n Bauphysik n Mauerwerk n geotechnik

n Beton- und Stahlbetonbau n Bautechnik n Structural Concrete

n DIBt Mitteilungen n Steel Construction

n Geomechanics and Tunnelling n Unternehmerbrief Bauwirtschaft

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…und aktuell an anderer Stelle 33. Jahrgang Dezember 2011 ISSN 0171-5445 A 1879

Heft 1/2012 Wirkstoffauswaschung aus hydrophoben Fassadenbeschichtungen: verkapselte vs. unverkapselte Biozidsysteme Energieeffizienz und Wirtschaftlichkeit oberflächennaher Geothermie für das Heizen und Kühlen von Nichtwohngebäuden

Mechanische und physikalische Eigenschaften von mit dem Vakuumpress-Trocknungsverfahren thermisch behandeltem Holz Der generalisierte COND-Algorithmus zur hydrothermischen Bewertung von Konstruktionen

– 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

106. Jahrgang August 2011 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

- 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

Volume 4 August 2011 ISSN 1865-7362

Geomechanics and Tunnelling Geomechanik und Tunnelbau

Heft 2/2012 Rissbildung infolge Bewehrungskorrosion Mechanismen und Prognosemodelle

Ermittlung der vorhandenen Spannkraft in 50 Jahre alten Brückenträgern und Vergleich der Verluste nach EC 2

Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses Teil 2: Neues Konzept auf Grundlage der Verformungskompatibilität

Bericht

Großversuche an Spannbetonbrückenträgern zur Beurteilung des Schubtragverhaltens

Heft 1/2012 Modern pre-injection in underground construction with rapid setting microcements and colloidal silica – application in conventional and TBM-tunneling Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zur Gebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art

Selection of tunnelling method

- Mechanised tunnelling Maschineller Vortrieb - Conventional tunnelling Konventioneller Vortrieb - Comparison of the processes Verfahrensvergleich - Selection criteria Auswahlkriterien - Risk analyses Risikoanalysen

Zur Geschichte der Stahlbetonflachdecke

Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein

Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBB mit kontinuierlichem Vortrieb Das AT – Hüllrohrsystem Palomino HRT – investigation drillings in two different geological formations

Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAGRadialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei

15. Jahrgang Dezember 2011 ISSN 1432-3427 A 43283

Mauerwerk Zeitschrift 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 –

Heft 1/2012 Auslaufverhalten von Putzen und Mörtel

Zukünftige Struktur der Normung im Mauerwerksbau

Von der Bauproduktenrichtlinie zur Bauproduktenverordnung: Auswirkungen der Umstellung auf den Mauerwerksbau

Lehm – Bisherige Ergebnisse der Bauteilversuche

Druckfestigkeit von Ziegelmauerwerk – aktuelle Auswertungen zur Festlegung von charakteristischen Werten der Mauerwerkdruckfestigkeit in DIN EN 1996

CIB Commission W023 – Wall Structures: meeting and workshop on EC 6

88. Jahrgang Dezember 2011 ISSN 0932-8351 A 1556

Bautechnik Zeitschrift für den gesamten Ingenieurbau

Heft 2/2012 Kunstbauten-Ingenieurkunst Aktive Schwingungskontrolle einer Spannbandbrücke mit pneumatischen Aktuatoren

– 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

Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung und Bau der Fleischbrücke Nürnberg (1596–98) Essay: Konstruktionskritik im Brückenbau

Technische Möglichkeiten der Probebelastung von Massivbrücken

Historisches Wahrzeichen der Ingenieurbaukunst in Deutschland

Berichte

Neue Verankerung für Fahrbahnübergangskonstruktionen

Keynotes on bridges in Spain since the mid-1980’s (Änderungen vorbehalten)

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