Stahlbau 01/2015 free sample copy

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84. Jahrgang Januar 2015 ISSN 0038-9145 A 6449

Stahlbau

– Feuerverzinken im Brückenbau (Teil 1) – Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme im Stahl- und Verbundbau – Bauzeitverzögerungen bei Stahlbauprojekten – Das Tragwerk des Minaretts der Großen Moschee von Algerien – Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten – Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities – Bauten und Visionen der Hochhausstadt Frankfurt seit 1945 – Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten – Zur Gründungsphilosophie des Dortmunder Modells Bauwesen

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Inhalt

Der noch aus Sowjetzeiten stammende Heydar Aliyev International Airport in Baku wurde in den letzten Jahren schrittweise für den stark wachsenden Passagierverkehr und das derzeit dominierende Cargogeschäft zu einem Hub ausgebaut. Einem Konzept von Arup folgend, wurde u. a. ein neues International Terminal mit rund 53.000 m2 Grundfläche errichtet, das in seiner Grundform an einen Dreispitz erinnert. Die Hülle des lichtdurchfluteten Gebäudes, für die Waagner-Biro Stahlbau AG aus Wien verantwortlich zeichnet, wurde über die Verschneidung mit Kegeln unterschiedlicher Radien aus einer Kugeloberfläche ermittelt. Sie umfasst über 60.000 m 2 für Dachfläche, Fassaden und Zugangsbrücken. Nicht nur die Hülle an sich, auch das ausdrucksstarke Stahltragwerk von Fassade und Dach mit Baumstützen gehörten zum herausfordernden Leistungspaket des österreichischen Traditionsunternehmens, das 2014 sein 160jähriges Bestehen feierte (s. S. A4–A5).

(Foto: Waagner-Biro Stahlbau AG)

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Editorial 01

Bernhard Hauke, Volker Hüller Der Weg vorwärts für den Stahlbau in Deutschland Fachthemen

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Dieter Ungermann, Dennis Rademacher, Matthias Oechsner, Fabian Simonsen, Susanne Friedrich, Peter Lebelt Feuerverzinken im Brückenbau Teil 1: Zum Einsatz feuerverzinkten Baustahls bei zyklisch beanspruchten Konstruktionen

10

Martin Mensinger, Peter Kraus Optimierter Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme im Stahl- und Verbundbau

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Peter Hammacher Bauzeitverzögerungen bei Stahlbauprojekten Rechtlicher Rahmen, Konfliktprävention und Konfliktlösung

Bitte beachten:

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Die gedruckten Jahresinhaltsverzeichnisse 2014 erhalten unsere Abonnenten mit dieser Ausgabe.

Peter Pietschmann Bauzeitverzögerungen im Stahlbau Anforderungen an die Darlegung von Ansprüchen

25

Dan Constantinescu, Dietlinde Köber, Jan Akkermann Das Minarett der Großen Moschee von Algerien – Ein Tragwerk der besonderen Art

38

Ulrike Kuhlmann, Ömer Bucak, Ingbert Mangerig, Bernd Kranz, Mathias Euler, Michael Hubmann, Andreas Fischl, Andreas Hess, Jörg Herrmann, Roland Zschech Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten

52

Jarosław Górski, Tomasz Mikulski, Magdalena Ozie˛bło, Karol Winkelmann Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities

58

Eberhard Möller Himmelstürmend – Bauten und Visionen der Hochhausstadt Frankfurt seit 1945

84. Jahrgang Januar 2015, Heft 1 ISSN 0038-9145 (print) ISSN 1437-1049 (online)

Oder online unter: www.ernst-und-sohn.de/artikeldatenbank

Berichte

Peer-reviewed journal Stahlbau ist ab Jahrgang 2007 bei Thomson Reuters Web of Knowledge (ISI Web of Science) akkreditiert Impact-Faktor 2013: 0,225

64

Bernd Kranz, Steffen Wagner, Steffen Keitel Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten

69

Stefan Polónyi 40 Jahre Dortmunder Modell Bauwesen

73

Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2015 Impressionen von der Jurysitzung am 21.11.2014 Rubriken

http://wileyonlinelibrary.com/journal/stab

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Metallleichtbau aktuell Bautechnik 81 (2004), Heft 1

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Produkte & Objekte

Bild 1. Dynamische Linienführung der gläsernen Traufe

Baku Airport: Internationaler Terminal von Waagner-Biro errichtet

prozessen und der Bestimmung des idealen 3-D Netzes von Konstruktionen konnten hier ideal eingebracht werden.

Neben dem Terminal entstand am Flughafen durch WaagnerBiro auch ein preisgekröntes Tollgate – die Mautstation der Zu-

Mit der Inbetriebnahme des Internationalen Terminals am Baku Airport (Baku Hub) konnte ein international viel beachtetes Projekt der Sparte Stahl-Glas-Technik von WaagnerBiro abgeschlossen werden. „Der 72,5 Mio. €-Auftrag ist die Fortführung unserer erfolgreichen Zusammenarbeit mit den Betreibern des Baku Airport“, erklärt Waagner-Biro Vorstandsvorsitzender Thomas Jost anlässlich der Inbetriebnahme, „für Waagner-Biro sind Folgeaufträge von großer Bedeutung, da sie auch die Zufriedenheit der Kunden mit unserer Arbeit widerspiegeln“. Das österreichische Unternehmen hatte davor in Baku am Bau eines preisgekrönten Tollgates, des Presidential Terminals und des Business Aviation Terminals mitgewirkt. (siehe dazu: Heft 5|13 – Arbeiten im Ausland, Interview mit Dipl.-Ing./Arch. Hans Frey, die Red.) Der noch aus Sowjetzeiten stammende Heydar Aliyev International Airport in Baku wurde in den letzten Jahren schrittweise für den Passagierverkehr auf ca. 3 Mio. Fluggäste im Jahr und das derzeit dominierende Cargogeschäft ausgebaut. Zu diesem Zweck wurde u. a. ein neues Internationales Terminal mit rund 53.000 m² Grundfläche errichtet, das in seiner Grundform an einen Dreispitz erinnert. Die Hülle des lichtdurchfluteten Gebäudes, für die Waagner-Biro verantwortlich zeichnete, wurde über die Verschneidungen mit Kegeln unterschiedlicher Radien aus einer Kugeloberfläche ermittelt. Sie umfasst über 60.000 m2 für Dachfläche, Fassaden und Zugangsbrücken. Nicht nur die Hülle an sich, auch das Stahltragwerk von Fassade und Dach mit Baumstützen gehörten zum herausfordernden Leistungspaket des österreichischen Traditionsunternehmens. In einem kollaborativen Prozess wurde gemeinsam mit den Planern die anspruchsvolle Geometrie finalisiert. Erfahrungen aus Kooperationen im Hochschulbereich zur Optimierung von Formfindungs-

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Bild 2. Baku Hub für die gesamte Kaukasusregion

Bild 3. Eingangsfront mit imposanten Spitzen

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Metallleichtbau

Bild 4. Atmosphärisches Interieur zum Verweilen (Fotos: Trevor Palin für Waagner Biro)

fahrtsstraße: Sie bildet das weithin sichtbare Tor zur Stadt und ist zugleich bei An- und Abflug eine wahrnehmbare Skulptur, nachts mit einem stimmungsvollen Beleuchtungskonzept inszeniert. Ebenso dient das Presidential Terminal als Empfang und Abschied für Staatsgäste und andere Würdenträger, das dem formalen Duktus des Hauptterminals folgt. Darüber hinaus baute Waagner-Biro am Flughafengelände ein weiteres – kleineres – Tollgate und vollendete eine komplexe Dachschale am separaten Business Aviation Terminal, wo Geschäfts- und Privatflugzeuge abgefertigt werden. Die laufende Umsetzung der Bushaltestelle für die Flughafenbediensteten entsteht sogar nach einem Entwurf der hauseigenen Advanced Geometry Engineering Unit, Kompetenzzentrum für anspruchsvolle Geometrie.

Waagner-Biro: Im Laufe der 160-jährigen Firmengeschichte wurden zahlreiche Sonderprojekte in vielen Ländern der Welt realisiert. Wegweisende Bauwerke wie die Kuppel des Berliner Reichstags oder die zentrale Hofüberdachung des British Museum in London stehen für die herausragende Leistung der WaagnerBiro Stahlbau AG. Die internationale Erfahrung im Umgang mit lokalen Gegebenheiten ist ein wesentlicher Erfolgsfaktor bei der baulichen Umsetzung einer Konstruktion. Der innovative Ansatz des Unternehmens mit projektgerecht vorgefertigten Stahl- und/oder Glaselementen sowie Paneelen kann anhand von aktuellen Projekten wie dem im Bau befindlichen Louvre Museum in Abu Dhabi oder dem unlängst fertig gestellten Glazed Link am Rathaus von Manchester beispielhaft dargelegt werden.

Waagner-Biro arbeitet wiederholt und grenzüberschreitend mit führenden internationalen Architekten, Ingenieuren und auch Bauherren zusammen. Man sieht sich als Partner der Planer, als Teil des Projektteams. Die enge Zusammenarbeit der planenden und ausführenden Unternehmen ist für den Projekterfolg essentiell. Deshalb werden solche Bauvorhaben idealerweise als Design/Build oder Engineer/Build Verfahren durchgeführt, wobei die jeweiligen Baufirmen frühzeitig ihre Erfahrung in den Planungsprozess einbringen können und das Planungsteam in den jeweiligen Ausarbeitungsschritten begleiten, um das künstlerische Konzept für alle Mitwirkenden optisch, konstruktiv und wirtschaftlich erfolgreich abzuschließen.

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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.

Weitere Informationen: Waagner-Biro AG, Leonard-Bernstein-Straße 10, 1220 Wien, Österreich, Tel. +43 (0)1 – 288 44-0, Fax +43 (0)1 – 288 44-333, group@waagner-biro.com, www.waagner-biro.com

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Metallleichtbau

Perfekte Dachsanierung für das soziokulturelle Zentrum FABRIK in Freiburg Das heutige soziokulturelle Zentrum FABRIK in Freiburg hat viele Gesichter. Ehemals als Möbel- und Garnfabrik genutzt, wurde daraus im Jahre 1978 ein Zentrum der Begegnung und Bewegung unter der Trägerschaft des Vereins FABRIK für Handwerk, Kultur & Ökologie e.V. Insgesamt 25 Betriebe und Einrichtungen sind hier unter einem gemeinsamen Dach zu Hause. Ziel dieses Betreiberkonzeptes ist die Steigerung von Lebensqualität, gemeinnützig, nicht eigennützig, selbstverwaltet und kreativ.

Bild 2. Satteldach auf einer Holzbalkenkonstruktion mit Faserzementwellplatten

Die FABRIK ist ein Treffpunkt von Anfang an. Sie vereint unter ihrem Dach eine Kindertagesstätte, Motorradclubs, Beratungsstellen, eine Druckerei, ein Café, Kultur- und Bildungsangebote sowie einen Wochenmarkt.

Energetische Sanierung sorgt für langfristige Funktionssicherheit

Photovoltaikanlage. Den Ausführungsauftrag sicherte sich das Unternehmen für Sanitär- und Klempnertechnik Kempf GmbH & Co. KG aus Hornberg.

Einfache, sichere und schnelle Montageabläufe Die alte Faserzementschicht wurde fachmännisch entsorgt. Die Holzbalkenkonstruktion war noch intakt und konnte wiederverwendet werden. Der neue Dachaufbau besteht aus einer Lage Mineralfaserdämmung (WLS 035) auf der Betondecke.

Eine PE-Folie dient als Trennlage gegen Feuchtigkeit. Die dauerhaft sichere Dachabdichtung löste man mit einer Auflagerung von RIB-ROOF-Aluminiumprofilen auf dem vorhandenen Holzdachstuhl. Zum Einsatz kam das Aluminiumprofil Speed 500 stucco-blank 1,0 mm mit einer Baubreite von 0,50 m und Längen von 6,80 bis 7,85 m, befestigt mit zum System gehörenden Halteclips, die sich durch eine einfache, sichere und unproblematische Montage auszeichnen. Das dampfdiffusionsoffene Aluminiumprofil ist so konzipiert, dass keine Spannungen bei Windlasten auftreten und temperaturbedingte Dehnungen aufgefangen werden.

Aufgrund der hohen Dilatationsfähigkeit der Profilbahnen in den Systemclips kann sich das Material bei Temperaturen zwischen –20 °C und +80 °C schadlos ausdehnen. Diese sehr hohe Gleitfähigkeit sorgt für eine langfristige Funktionssicherheit.

Darüber hinaus ist es völlig wartungsfrei.

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Bild 1. Der Gebäudekomplex an der Habsburger Straße im nördlichen Stadtteil Herdern stammt aus der späten Gründerzeit (um 1900)

Bild 3. Durch die Gewichtsersparnis des neuen Daches war es sogar möglich, die Auflast, die die Installation der Photovoltaikanlage mit sich bringt, ohne statischen Mehraufwand und ohne zusätzliche Ertüchtigung des Tragwerks in die Dachfläche zu integrieren.

(Fotos: Swen Osterloh)

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Der Gebäudekomplex an der Habsburger Straße stammt aus der späten Gründerzeit (um 1900), ein Gebäudekomplex mit typischer Randbebauung und Innenhöfen in Backsteinarchitektur, mit großzügigen Fensteröffnungen in den Fassaden sowie außenliegenden Kaminen und einem für damalige Baustile typischen Satteldach auf einer Holzbalkenkonstruktion mit Ziegeleindeckung, die später gegen Faserzementwellplatten ausgewechselt wurden. Auch die Modernisierung der Fassaden und der Innengestaltung wurde sukzessive vorangetrieben, um den Werterhalt der Immobilie zu sichern. Weil das alte 42,75 m lange und 13,70 m breite Dach des Hauptgebäudes im Laufe der Zeit undicht geworden war und nicht dem gewünschten Energiestandard entsprach, stand nun dessen Sanierung an.

Bei Sanierungen im Bestand führt nur eine sehr sorgfältige Planung aller Abläufe zu einer nachhaltigen und schlüssigen Lösung. Der Freiburger Dipl.-Ing., Architekt und Energieberater Swen Osterloh hat sich auf diese Bauaufgabe spezialisiert und wurde deshalb mit der Planung beauftragt. Sein Lösungskonzept lautete: energetische Sanierung mit einem hinterlüfteten Kaltdachaufbau (U-Wert ≤ 0,17 W/m2K) und einem Dachschichtenpaket aus modernen leichten Materialien zur Aufnahme einer

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Metallleichtbau

Das räumliche Stabwerksprogramm

Das ultimative FEM-Programm 3D-Finite Elemente

Baukosten minimieren durch Holorib-Decken und Keilkopfschrauben als Abhängung

Ermöglicht eine schnelle und flexible Abhängemöglichkeit: die Keilkopfschraube M10 x 65/57-4.6-A2B mit Mutter (Foto: PROGE)

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Weitere Information: PROGE – Profilverkauf Gehrmann GmbH, St.-Johann-Straße 23, 57074 Siegen, Tel. +49 (0)271 – 88 090-0, Fax +49 (0)271 – 88 090-20, info@proge.de, www.proge.de

Querschnitte

Brückenbau

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Massivbau

Mit der Keilkopfschraube M10 × 65/574.6-A2B mit Mutter ist eine schnelle und flexible Abhängemöglichkeit gegeben.

Die langen, für die Monteure ermüdenden, Überkopf-Bohrzeiten fallen ebenso weg wie der Bohrerverschleiß, da die Keilkopfschraube nach dem Einstecken in die schwalbenschwanzförmige Sicken-

geometrie um 90° gedreht und dann lediglich gegen Verrutschen mit Mutter und Scheibe fixiert wird.

Unter der Berücksichtigung der statischen Lasten der Verbunddecke können einaxiale Zugbelastungen von Fzul = 2,3 kN pro Anker in Ansatz gebracht werden. Der Bemessungswert für eine Doppelankergruppe bzw. Vierfachankergruppe wird aus dem doppelten bzw. vierfachen Bemessungswert des Einzelankers gebildet. Die Achsabstände der Einzel- oder Gruppenanker dürfen 150 mm nicht unterschreiten, ansonsten ist die Lastannahme eines Einzelankers in Ansatz zu bringen.

Die Kosteneinsparung durch diese verwendete Deckenkonstruktion und -abhängung zieht sich bis zur Installation von Haustechnik und abgehängten Decken durch.

Bei der Profilverkauf Gehrmann GmbH ist diese Keilkopfschraube mit CE-Zertifizierung gemäß EN15048-1 erhältlich.

Produktionsort ist Deutschland. Viele Bauprojekte konnten bereits in Verbindung mit den passenden Verbunddeckenprofilen kostenminimierend durchgeführt werden.

Stahlbau

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Glas- und Membranbau

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Aktuelle Informationen...

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HOLORIB® und SUPERHOLORIB® sind häufig verbaute Verbunddeckenprofile, die unter anderem große Vorteile der Kosteneinsparung hinsichtlich der schnellen und effektiven Verarbeitung sowie einer Minimierung der Bewehrungskosten ermöglichen.

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Stabilität und Dynamik

Weitere Informationen: Zambelli GmbH & Co. KG, Holding der Zambelli-Gruppe, Passauer Straße 3+5, 94481 Grafenau/Haus im Wald, Tel. +49 (0)85 55 – 409-0, Fax +49 (0)85 55 – 409-30, info@zambelli.de, www.zambelli.de

Software für Statik und Dynamik

BIM / Eurocodes

Fazit: Der Trägerverein der Fabrik freut sich, denn die gewünschte bessere Wärmedämmung ist dauerhaft gewährleistet.

Zudem wird zusätzlich Energie erzeugt, die die Unterhaltungskosten dauerhaft senkt. Durch die Gewichtsersparnis des neuen Daches war es sogar möglich, die Auflast, die die Installation der Photovoltaikanlage mit sich bringt, ohne statischen Mehraufwand und ohne zusätzliche Ertüchtigung des Tragwerks in die Dachfläche zu integrieren. Ein Beispiel, das Schule macht.

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Der restliche Dachraum (Traufen und First) dient der Be- und Entlüftung. Die seitlichen Attika- und Maueraufkantungen bekleiden Dämmelemente, die mit Aluminiumblechen passgenau ummantelt wurden. Die durchdringungsfreie Befestigung der PV-Module gewährleisteten die Handwerker mit entsprechenden Aluminiumschienen auf RIB-ROOF-Solarhaltern.

Die Dachentwässerung übernimmt eine vorgehängte Zinkrinne von 400 mm Ø, die ausreichend dimensioniert wurde, um die Wassermassen bei Starkregen aufzunehmen, ohne überzulaufen. Ein über das komplette Dach gespanntes Seilsicherungssystem bietet den erforderlichen Rückhalt gegen Absturz bei späteren Instandhaltungsarbeiten. Dank guter Arbeitsvorbereitung und zügiger Montage konnte die Dachfläche innerhalb kürzester Zeit, vom 15. September bis 24. Oktober 2014, geschlossen werden.

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Kletter- und Squashhalle in Uster, Schweiz Eine der größten Indoor-Kletteranlagen Europas öffnete im Oktober 2014 ihre Pforten: Am 15. November 2014 wurde die neue Kletter- und Squashhalle in Uster mit einem Fest offiziell eingeweiht. Die markante Gebäudeform wird von umlaufenden Sandwichpaneelen aus goldfarbenem Stahlblech umhüllt. Gestalterischer Höhepunkt ist die ungewöhnliche Torwand, aus der die Kletterwände optisch hervortreten.

Anfang 2010 wurde das Projekt einer gemeinsamen Squash- und Kletterhalle in Uster, im Zürcher Oberland ganz in der Nähe vom Greifensee, unter dem Projektnamen „Wallhouse“ initiiert.

Bald darauf wurden für den Squash- wie auch für den Kletterbereich zwei separate Genossenschaften gegründet.

Hinter Trendsportplatz und Sporthalle sollte im Buchholz eine weitere Halle entstehen. Für die Kletterer wollte man ca. 2.000 m² Kletterfläche mit einer Höhe bis zu 15 m zur Verfügung stellen.

Die Spieler des Squash Clubs Uster benötigten sieben Courts, einen davon als frei stehende Vollglasversion. Im Oktober 2013 konnte mit dem Bau begonnen werden. Ein Jahr später, im Oktober 2014, öffnete das Sportcenter seine Pforten. Im November fand dann die offizielle Einweihung statt.

Im Eingangsbereich befinden sich Empfang und Bistro. Über eine Treppe gelangt man ins 1. OG zu den Umkleiden. Kletterhalle und Squashplätze im Erdgeschoss werden über die Zuschauertribünen erschlossen.

Climb indoor, feel outdoor

Beschichtete Außenhülle

Das von dem Züricher Architekten Urs Furger entworfene Bauwerk ist eines der größten seiner Art in Europa und bietet als Prunkstück ein 14 m hohes Tor, das bei Öffnung eine gedeckte Kletterwand im Außenbereich mit der Halle verbindet. Die Torwand erreicht stattliche 17 m. Rechts an diesen Sektor schließt das große Tor an (10 × 14 m). Wenn es offen steht, fühlt man sich hier ein wenig wie draußen: „Climb indoor, feel outdoor!“ Das Geflecht aus Stahl- und Holzträgern mit integrierter Squashhalle basiert auf einer Grundfläche von 5.555 m² und hat eine Höhe von insgesamt 18 m. Im Innern bieten ein zentraler Kletterturm und die Hallenwände insgesamt rund 3.200 m² Kletterfläche mit etwa 250 Kletterrouten in allen Schwierigkeitsgraden von einfach bis sehr schwierig.

Der Eingang zur neuen Halle führt über eine Rampe ins 2. OG, wo sich Empfang, eine Bar und eine Lounge befinden. Große Fensterfronten bieten Ausblicke auf die Kletterwände einerseits und auf die Squashhalle andererseits.

MONTANATHERM® Wand-Sandwichelemente MTW V ML 140/1000, mit einer 50 µm dünnen Colorcoat Prisma®Beschichtung, Farbton Ephyra, umhüllen das komplette Gebäude in voller Höhe und verleihen ihm seinen edel anmutenden Charakter. Neben der gestalterischen Qualität überzeugten die Bauherren vor allem die bauphysikalischen und verarbeitungstechnischen Eigenschaften der Paneele. Die leichten, aber gleichzeitig steifen, preiswerten sowie einfach und schnell zu montierenden Elemente verfügen über eine verdeckte Befestigung und bestehen im Kern aus einer 140 mm dicken PIR-Hartschaumdämmung.

Ein optimiertes Galvalloy®-Trägermaterial bietet einen exzellenten Korrosionsschutz, entsprechend der Klasse RC5 nach EN 10169, besonders an den Schnittkanten der Elemente. Auch die ausgezeichnete Farbbeständigkeit von Colorcoat Prisma®, welche die Anforderungen an die UV-Beständigkeit (RUV) der EN 10169 nachweislich bei Weitem übertrifft, überzeugte die Auftraggeber und gewährleistet ein für viele Jahre ästhetisches Erscheinungsbild. Die Confidex®-Garantie von Tata Steel hierauf gilt 30 Jahre. Inspektionen oder Wartungen zur Erhaltung der Garantiegültigkeit sind dabei nicht erforderlich.

Die Dacheindeckung erfolgte mit MONTANATHERM® DachSandwichelementen MTD TL 185/1000. Auf den speziell für große Spannweiten ausgelegten und geeigneten Dachelementen wurde auf einer Fläche von 2.300 m² eine PV-Anlage mit einer Leistung von 260 kWp montiert. Die 826 rahmenlosen Photovoltaikmodule vom Typ Montana SOLbond konnten im Gegensatz zu konventionellen, mechanisch befestigten Rahmenkonstruktionen vollkommen durchdringungsfrei auf den Sandwichelementen befestigt bzw. mit diesen verklebt werden. Die Gefahr von Undichtigkeiten wird somit über den gesamten Lebenszyklus ausgeschlossen. Die Montage ist durch das Verkleben schnell und einfach. Durch die Einsparung der Unterkonstruk-

Tragwerk Das Tragwerk des insgesamt 77,40 × 42,20 m großen Gebäudes besteht aus einer kombinierten Stahl-Holz-Skelettkonstruktion mit aussteifenden Betonwänden. Die Kletterhalle ist rund 38 × 42 m groß und bis zu 19 m hoch. Stahlstützen aus Doppel-T-Profilen tragen stählerne Hauptträger und Nebenträger aus Holz.

Der Torwandbereich ist 8 m tief und die Kletterflächen verteilen sich auf 3.200 m² mit Wandhöhen zwischen 9 und 17 m.

Die 20,00 × 42,20 m große und 9,18 m hohe Squashhalle besteht komplett aus Holzstützen sowie Diagonalen, Haupt- und Nebenträgern aus Holz. Sie nimmt einen Glas-Court und sechs Standard-Courts auf.

Die Erschließung der Sportanlage erfolgt über eine seitlich angeordnete, nicht überdachte, mehr als 50 m lange Rampe. Sie führt die Besucher von Ebene 0.00 auf die Ebene 5,76 m im 2. OG.

Sie ist eine der größten Indoor-Kletteranlagen Europas, die neue Kletter- und Squashhalle in Uster, Schweiz. Ihre markante Gebäudeform wird von umlaufenden Sandwichpaneelen aus goldfarbenem Stahlblech umhüllt (Foto: Tata Steel Europe)

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tion beschränkt sich die statische Mehrbelastung des Daches auf lediglich 10 kg/m2.

Das gewählte System Montana SOLbond hat sich mehrfach bewährt – ein innovatives System mit bis zu 25 Jahren Leistungsgarantie für höchste Investitions- und Ertragssicherheit. Mit einem geringen Modulgewicht werden Leichtbaudächer von Montana mit Colorcoat Prisma®-beschichteten Trapezdachelementen zu einem leistungsstarken Solarkraftwerk.

Am 15. November 2014 feierte die Kletter- und Squashhalle in Uster nach nur einjähriger Bauzeit ihre offizielle Eröffnung.

Bautafel: Kletter- und Squashhalle in Uster, Schweiz – Bauherr: Genossenschaft Griffig, Nänikon, CH – Generalunternehmung: Zaugg & Partner AG, Herzogenbuchsee, CH – Architekten: Urs Furger, Zürich, CH – Produkte: MONTANATHERM® Sandwichelemente, Paneeltyp Fassade: MTW V ML 140/1000 – 3.100 m2, MONTANATHERM® Sandwichelemente, Paneeltyp Dach: MTD TL 185/ 1000 – 2.900 m2 – Montage PV-Module: Montana SOLbond – Oberfläche Fassade: Colorcoat Prisma®-Beschichtung im Farbton Ephyra – Oberfläche Dach: Colorcoat Prisma®-Beschichtung im Farbton Ephyra Weitere Informationen: Montana Bausysteme AG, Durisolstrasse 11, 5612 Villmergen, Schweiz Tel. +41 (0)56 – 619-85 85, Fax +41 (0)56 – 619-86 10, info@montana-ag.ch sowie: joachim.wolke@kalzip.com, www.montana-ag.ch

ROCKWOOL Systeme für den Brandschutz im Stahlbau „An die brandschutztechnische Bekleidung von Stahlbauteilen werden heute hohe Anforderungen gestellt“, so Axel Stotz, Direktor Marketing der Deutschen ROCKWOOL. Das Unternehmen werde deshalb die BAU 2015 in München erstmalig nutzen, um Architekten auch über den Einsatz des „Conlit“ Systems für diesen Anwendungsbereich zu informieren. Anlaufpunkt für alle Interessenten wird ein Exponat auf dem Messestand sein, das die Brandschutzplatte „Conlit Steelprotect Board“ zeigt, die direkt verputzt werden kann und dabei hohen brandschutztechnischen Anforderungen entspricht. „Das bewährte ‚Conlit Steelprotect Board‘ und die zugehörigen Systemprodukte genießen bei Fachleuten seit Jahren einen ausgezeichneten Ruf, nicht zuletzt wegen ihrer erstklassigen Verarbeitungseigenschaften und ihrer hohen Flexibilität“, so Axel Stotz. „Um das System und seine Stärken auch den Besuchern der BAU näher zu bringen, wollen wir die Beratung zum Brandschutz im Stahlbau auf dem Messestand der Deutschen ROCKWOOL in der Halle A1 erleichtern und stärken.“ Im Messeteam vertreten seien in München deshalb auch die ROCKWOOL Experten im Thema Stahlbau.

Mit dem „Conlit Steelprotect Board“ von ROCKWOOL werden Stahlbauteile bis zu einer Feuerwiderstandsklasse von F180 ertüchtigt. Erstmalig soll während der BAU 2015 auf dem ROCKWOOL Messestand (Halle A1/103) auch zu Neuheiten für den Brandschutz im Stahl- und Stahlbetonbau beraten werden.

Ertüchtigt Stahlbauteile bis zu einer Feuerwiderstandsklasse von F180: „Conlit Steelprotect Board“ von ROCKWOOL (Foto: Deutsche Rockwool)

Deutsche ROCKWOOL – innovative Dämmstofflösungen für den Wärme-, Brand-, Schall- und Umweltschutz Die Deutsche ROCKWOOL und ihre Tochtergesellschaft HECK Wall Systems produzieren mit rund 1.400 Mitarbeiterinnen und Mitarbeitern an vier deutschen Standorten hochwertige Dämmsysteme, die weit mehr können, als nur Wärmeverluste zu reduzieren. Als Töchter des dänischen ROCKWOOL Konzerns nutzen sie dabei den Erfahrungsschatz aus rund 75 Jahren Steinwolle-Herstellung. „Mehr als nur Stein“ ist der Rohstoff Basalt, aus dem Steinwolle entsteht. Dank seiner besonderen Eigenschaften und der Verarbeitung auf modernsten Fertigungsanlagen zu Steinwolle-Dämmungen für Fassaden, Dächer oder Innenausbau können heute Gebäude errichtet werden, die nachhaltig wertbeständig sind und die Umwelt schützen.

Mit über 10.500 Mitarbeiterinnen und Mitarbeitern in mehr als 40 Ländern sowie mit 30 Produktionsstätten ist der Konzern der weltweit führende Anbieter von Produkten und Systemen aus Steinwolle.

Weitere Informationen: Deutsche Rockwool Mineralwoll GmbH & Co. OHG, Rockwool Str. 37–41, 45966 Gladbeck, Tel. +49 (0)20 43 – 408-0, Fax +49 (0)20 43 – 408-444, info@ROCKWOOL.de, www.rockwool.de

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IT hält Einzug in die Werkstatt Die Arbeit in den Werkstätten wird für Metallbauer zukünftig stark vereinfacht: Ein zentrales Schüco Werkstatt-Terminal sorgt für mehr Effizienz und Schnelligkeit bei Fragen zur Fertigung. Bisher ergänzten die Mitarbeiter in der Arbeitsvorbereitung die gedruckten Fertigungsunterlagen um Ausdrucke von Katalogseiten und einzelne Schnittzeichnungen. Das neue Terminal stellt nun alle Informationen digital in der Werkstatt zur Verfügung, und der Anwender gelangt leicht und schnell an gesuchte Daten.

Das Schüco Werkstatt-Terminal bringt geeignete Hard- und Software zusammen. Es besteht generell aus einem ultrakompakten Windows PC mit LAN-/WLAN-Verbindung. Weiterhin umfasst das Terminal einen Multi-Touchscreen und einen Barcode-Scanner für einfache Bedienung. Eine Wand- bzw. Tischhalterung sorgt für den sicheren Stand.

Das Schüco Werkstatt-Terminal sorgt für einfaches und schnelles Auffinden von Elementen und Positionen, die zu fertigen sind (Foto: Schüco)

SchüCal-Informationen im Zugriff Die werkstattoptimierte und auf die Touch-Bedienung ausgerichtete Version von SchüCal sorgt für einfaches und schnelles Auffinden von Elementen und Positionen, die zu fertigen sind. Mit Hilfe des Barcode-Scanners ist von einem gesägten Profil ausgehend sehr schnell das zugehörige SchüCal-Projekt mit allen Fertigungsvorgaben zu finden. Bei Bedarf gelangt der Metallbauer über eine Katalogrecherche direkt aus SchüCal zu allen Fertigungszeichnungen und anderen Details - einfacher und schneller als im gedruckten Katalog. Durch den automatisierten Updateservice sind alle Daten jederzeit auf dem neuesten Stand.

Fertigungsfehler werden somit vermieden. Aktuelle Projekte und Aufträge sowie die dazugehörigen Dokumente, wie etwa Sägelisten, lassen sich leicht über das Werkstatt-Terminal abrufen.

Schüco Kataloge digital bereitgestellt Die Schüco Katalogsoftware ermöglicht einen direkten Zugriff auf alle aktuellen Schüco Kataloge in einer übersichtlichen Regalstruktur. Umfangreiche Suchfunktionen erleichtern die Katalogrecherche: Katalogfilter, Serienfilter, Artikelnummersuche und Begriffsuche sind nutzbar. Die Katalogseiten können für Details beliebig vergrößert werden. Lesezeichen erleichtern das Auffinden von oft genutzten Seiten. Die Katalogsoftware ist – genau wie SchüCal – per Touchscreen bedienbar.

Überzeugende Vorteile für die Nutzer

dukte besonders interessant. Neue Mitarbeiter können schneller und einfacher eingearbeitet werden, da sie die notwendigen Informationen unkompliziert über das Terminal erhalten. Fertigungsleiter und die Arbeitsvorbereitung werden von Rückfragen entlastet. Die Werkstatt wird als Arbeitsplatz attraktiver – denn das Terminal spart Zeit, Papier und motiviert die Mitarbeiter.

Schüco – Systemlösungen für Fenster, Türen und Fassaden Mit seinem weltweiten Netzwerk aus Partnern, Architekten, Planern und Investoren realisiert Schüco nachhaltige Gebäudehüllen, die im Einklang mit Natur und Technik den Menschen mit seinen Bedürfnissen in den Vordergrund stellen. Dabei werden höchste Ansprüche an Design, Komfort und Sicherheit erfüllt, gleichzeitig durch Energieeffizienz CO2-Emissionen reduziert und so die natürlichen Ressourcen geschont. Das Unternehmen mit seinen Geschäftsbereichen Metallbau und Kunststoff liefert zielgruppen-gerechte Produkte für Neubau und Modernisierung, die den individuellen Anforderungen der Nutzer in allen Klimazonen gerecht werden.

Weitere Informationen: Schüco International KG, Karolinenstraße 1–15, 33609 Bielefeld, Tel. +49 (0)5 21 – 78 30, Fax +49 (0)5 21 – 78 34 51, info@schueco.com, www.schueco.de

Der Schüco Werkstatt-Terminal ermöglicht ein effizienteres Arbeiten in der Fertigung. Interaktive 3D-Ansichten veranschaulichen die Fertigungsvorgaben. Das ist für selten gefertigte Pro-

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Europäische Zulassungen – Neue Dimensionen für BrandschutzBeschichtungen im Stahlbau Architekten und Planer von Großbauten verwenden weiterhin mit Vorliebe die Baustoffe Stahl und Glas. Sie bieten beinahe uneingeschränkte konstruktive Planungsmöglichkeiten und gehen über die Funktion eine ästhetische Verbindung ein.

Die Bauordnungen der Länder fordern für öffentliche Bauten Maßnahmen des baulichen Brandschutzes und diesen sind auch tragende Stahlkonstruktionen unterworfen. Um sowohl den Sicherheitsauflagen zu entsprechen, die architektonische Ästhetik sichtbarer Stahlprofile aber nicht einzuschränken, werden Brandschutzbeschichtungen eingesetzt, die im Erscheinungsbild herkömmlichen Farbanstrichen entsprechen.

richtlinie schreibt ein wesentlich differenzierteres Verfahren vor als die Zulassungsgrundsätze des Deutschen Instituts für Bautechnik vorgeben. So werden die Materialprüfungen zwar auch nach der ETK gefahren, es ist aber eine Vielzahl von Stahlprofilen prüfbar und während einer Prüfung werden die Ergebnisse bei Bemessungstemperaturen von 350 bis 750 °C und über verschiedene Feuerwiderstandsdauern festgehalten. Außerdem werden Formstabilität und Haftvermögen sowie die thermischen Eigenschaften des geprüften Brandschutz-Beschichtungssystems attestiert.

Materialkosten- und Zeitersparnis So geprüft ertüchtigt beispielsweise das Beschichtungssystem HENSOTHERM® 420 KS der Rudolf Hensel GmbH Träger (H/IProfile) bis zu einem U/A-Wert von 335 m–1 und Stützen bis zu einem U/A-Wert von 315 m–1 für die Feuerwiderstandsdauer R90.

Die Wirtschaftlichkeit, gestalterische Aspekte und immer häufiger auch die Frage der Nachhaltigkeit sind bei der Entscheidung

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Aufgrund ihrer Sicherheitsrelevanz unterliegen diese Brandschutzbeschichtungen einem strengen Marktzulassungsverfahren. Die Prüfrichtlinien und Zulassungsgrundsätze richteten sich bisher ausschließlich nach nationalen Normen; in Deutschland u. a. nach der DIN 4102. Für Brandschutz-Beschichtungssysteme beschränkten sich die prüfbaren Profilarten auf eine begrenzte Anzahl mit einem Profilbeiwert bis zu 300 m–1, das Brandverhalten wurde lediglich bei einer kritischen Bemessungstemperatur von 500 °C betrachtet. Die Prüfbrandöfen werden nach der Einheitstemperatur-Zeitkurve (ETK) befeuert. Bei Erreichen der kritischen Temperatur an den Thermoelementen der Prüfkörper wird dem geprüften Beschichtungssystem mit der für den Test applizierten Trockenschichtdicke die erreichte Zeit als Feuerwiderstandsdauer attestiert und daraufhin die Allgemeine bauaufsichtliche Zulassung erteilt.

Die Prüfungen der Brandschutz-Beschichtungen nach der Europäischen Norm 13381-8 und die Klassifizierung in den Europäischen Technischen Zulassungen nach EN 13501-2 bieten nun fast uneingeschränkte Möglichkeiten, attraktive, filigranere und vielfältigere Stahlbauteile als architektonisches Element sichtbar zu lassen und gleichzeitig den Anforderungen des passiven baulichen Brandschutzes zu entsprechen.

Denn die europäische Prüf-

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Aktuell darüber, welches System des baulichen Brandschutzes bei einem Bauprojekt eingesetzt wird, letztlich die wichtigsten Kriterien.

Kleiner dimensionierte Stahlprofile, geringere Auftragsmengen und, daraus folgend, weniger Arbeitsgänge bringen Materialkosten- und Zeitersparnis, auch durch die Beschleunigung des Baufortschrittes. Die vorteilhaftere Kostensituation macht HENSOTHERM® 420 KS selbst für Stahlkonstruktionen wirtschaftlich, die nicht aus architektonischen Gründen zwingend sichtbar bleiben sollen.

Der Anspruch der Nachhaltigkeit an Gebäudekonzepte schließt auch die verwendeten Baumaterialien ein und somit auch die eingesetzten Brandschutz-Beschichtungen. Die Rudolf Hensel GmbH entspricht diesem Anspruch mit ihrer Green Product Linie. In dieser Produktreihe präsentiert die Rudolf Hensel GmbH ihre NonVOC – Brandschutz-Beschichtungen, die sich aufgrund eines Anteils flüchtiger organischer Verbindungen (VOC) unter der Nachweisgrenze als Baustoffe für ökologisches Bauen qualifiziert haben.

Nachhaltigkeitsanspruch Mit ihrer Non-VOC-Eigenschaft entsprechen diese Produkte den Anforderungen des LEED credit EQ c4.2. Die Emissionszertifikate der Produkte nach ISO 16000 und nach dem Bewertungsschema des AgBB bringen Architekten und Planern sogenannte credit points für die Beurteilung des Umweltstandards eines Gebäudes nach BREEAM und bei der Auszeichnung mit dem Deutschen Gütesiegel Nachhaltiges Bauen (DGNB). Aufgrund der französischen Emissionszertifikate nach DEVL1101903D und DEVL1104875A wurden diese Produkte zudem in die Emissionsklasse A+ (sehr geringe Emission) eingestuft. Für einige Produkte aus der Green Product Linie liegt bereits ein Life Cycle Assessment und eine Environmental Product Declaration vor.

Die Hensel-Stahlbrandschutz-Beschichtungen klassifiziert nach EN 13501-2 unterstützen den Nachhaltigkeitsanspruch auch bei einer späteren Nutzungsänderung eines Gebäudes bis hin zu dessen Entkernung, da sie direkt die Stahlkonstruktion schützen, unabhängig von der nutzungsbedingten Brandlast. Ein wichtiger Vorteil gegenüber der Bauweise mit Beton, aber auch gegenüber Brandschutzkonzepten, die nach der sogenannten Heißbemessung erstellt wurden. Bei dieser Methode wird zumeist ein Naturbrandgeschehen gerechnet, in das auch die Brandlast aus der aktuellen Nutzung des Gebäudes mit einberechnet wird. Bei einer Nutzungsänderung muss das Brandschutzkonzept dann wieder auf den Prüfstand und die Brandschutz-Maßnahmen müssen danach neu angepasst werden.

Weitere Informationen: Rudolf Hensel GmbH Lack- und Farbenfabrik, Lauenburger Landstraße 11, 21039 Börnsen, Tel. +49 (0)40 – 72 10 62-10, Fax +49 (0)40 – 72 10 62-52, info@rudolf-hensel.de, www.rudolf-hensel.de

Sichere Landung für Helikopter auf Klinikgelände Homburg In medizinischen Notfällen entscheidet oft ein schneller, reibungsloser Transport über Leben und Tod. Im Homburger Waldgebiet liegt das größte Krankenhaus des Bundeslandes – das Universitätsklinikum des Saarlandes. Hier werden jährlich mehr als 50.000 Patienten von über 500 Ärzten stationär behandelt.

Der Zugang zum 200 ha großen Klinikgelände muss schnell und sicher gestaltet sein. Wenn höchste Eile geboten ist, müssen Rettungshubschrauber die Möglichkeit haben, auf einer klinikeigenen Plattform zu landen. „Die Plattform sichert Landung und Start jedes Flugs und rettet dadurch indirekt Menschenleben.

Ein bauteileigener Schutz ist elementar für einen nachhaltig reibungslosen Ablauf. Eine verantwortungsvolle Aufgabe, die Kompetenz und Präzision fordert und die wir schlussendlich den Oberflächenveredlern von The Coatinc Company (TCC) über-

Bild 1. Die Plattform sichert Landung und Start jedes Flugs und rettet dadurch indirekt Menschenleben.

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Bild 2. Die großen Bauteile weisen teilweise eine Länge von 15,9 m und eine Höhe von 1,8 m auf.

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Bemessung typisierter Anschlüsse im Stahlhochbau Das RSTAB/RFEM-Zusatzmodul RF/JOINTS Stahl – DSTV bemisst momententragfähige und gelenkige I-Trägeranschlüsse für Stäbe gemäß dem Regelwerk „Typisierte Anschlüsse im Stahlhochbau“. Die Beanspruchbarkeiten werden nach der DIN EN 1993-1-8: Gesamtausgabe 2013 ermittelt.

Bild 3. Das gesamte Material wurde in Kooperation mit Stahlbau-Ziemann vorab verzinkungsgerecht konstruiert (Fotos/Abb.: 1 u. 2 TCC, 3 Stahlbau Ziemann)

tragen haben“, so Claus Freis, verantwortlicher Planer bei Stahlbau Ziemann.

Um die außen gelegene Landeplattform langfristig zu veredeln und vor Schäden durch Korrosion zu schützen, bündelt TCC ihre Kräfte in den Werken in Siegen, Groß-Rohrheim und Saarlouis. Der Projektleiter Matthias Runneck (Coatinc Rhein-Main, Groß-Rohrheim) sieht den Auftrag als zu meisternde Herausforderung: „Die Aufgaben innerhalb des Projekts sind sehr vielschichtig, aber wir sind davon überzeugt, dass wir der richtige Partner durch unser umfassendes Service-Angebot sind. Wir verzinken im Werk und die Nachbearbeitung nehmen wir vor Ort persönlich vor.“ Die präzise Verzinkung der bis zu 6,5 t schweren Bauteile findet in drei genannten, involvierten Werken statt. Die großen Bauteile weisen teilweise eine Länge von 15,9 m und eine Höhe von 1,8 m auf, so dass die Veredelung mittels Tauchverfahren in einem 19,5 m großen Verzinkungskessel vorgenommen wird. „Das Projekt läuft seit Februar. Seitdem hat es mehrere Termine bei Stahlbau Ziemann in Wittlich gegeben, damit das gesamte Material vorab verzinkungsgerecht konstruiert wurde. Dies ist besonders wichtig gewesen, weil die Baustelle nach erfolgter Montage sehr schwer zugänglich ist“, so Stefan Theobald, Leiter der Qualitätssicherung von Coatinc Becker, Saarlouis.

Im Service der TCC ist zudem die Anlieferung der Bauteile vor Ort enthalten: Vom LKW wird abgeladen und direkt montiert – bei fortlaufendem Krankenhausbetrieb. Nur durch integrierte Kommunikation und präzise Verrichtung konnte TCC den vielschichtigen Anforderungen des Projekts gerecht werden und selbst eine Punktladung hinlegen.

Weitere Informationen: The Coatinc Company Holding GmbH, Carolinenglückstraße 6–10, 44793 Bochum, Tel. +49 (0)234 – 529 05-25, Fax +49 (0)234 – 529 05-15, info-de@coatinc.com, www.coatinc.com, sowie: Stahlbau Ziemann GmbH, Lilienthalstraße 2, 54516 Wittlich, Tel. +49 (0)65 71 – 69 08-0, Fax +49 (0)65 71 – 69 08-24, info@ziemann-stahlbau.com, www.ziemann-stahlbau.de

Es lassen sich momententragfähige Anschlüsse mit bündiger und überstehender Stirnplatte sowie biegesteife Pfettenstöße, gelenkige Trägeranschlüsse über Stirnplatten und Winkel sowie IK-Trägerausklinkungen bemessen.

Bild 1. Parameter und Grafik eines IG-Anschlusses in RF-JOINTS Stahl – DSTV

Das Programm gibt alle notwendigen Konstruktionsmaße für Stirnplatten, Winkel und den jeweiligen Zusatzprofilen sowie die zugehörigen Lochbilder aus.

Leistungsmerkmale – Bemessung für momententragfähige und gelenkige Verbindungen von I-förmigen Walzprofilen nach Eurocode 3: – Momententragfähige Stimplattenanschlüsse (Typ IH)

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An der Uniklinik Homburg zeigten Weiterhin unsere Stärken wir unsereliegen Stärken von der Pla über die Werkstattim nung Schlüsselfertigbau, Stahl- und fertigung bissowie zur Montage der Verbundbau im Anlagenbau.

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– Ausgabe sämtlicher notwendiger Konstruktionsdetails wie Halbzeuge, Lochbilder, notwendiger Überstände, Anzahl der Schrauben, Stirnplattenabmessungen, Schweißnähte – Ausgabe der Steifigkeiten Sj,ini für biegesteife Verbindungen – Dokumentation vorhandener Beanspruchungen und Gegenüberstellung mit Beanspruchbarkeiten – Ausgabe des Ausnutzungsgrades für jede individuelle Verbindung – Automatische Ermittlung maßgebender Schnittgrößen für mehrere Lastfälle und Anschlussknoten – Anschauliche Visualisierung der Verbindungen im Modul sowie am Gesamtmodell in RSTAB/RFEM – Ergebnisdokumentation mit Tabellen und Grafiken im RSTAB/RFEM-Ausdruckprotokoll

BAU 2015: Halle C3, Stand 228

Bild 2. 3D-Rendering eines in RF-JOINTS Stahl - DSTV bemessenen IH-Anschlusses in RFEM (Abb.: Dlubal)

– Momententragfähige Pfettenstöße (Typ PM) – Gelenkige Anschlüsse mit normalen und gestreckten Winkeln (Typen IW und IG) – Gelenkige Anschlüsse über Stirnplatten mit Befestigung entweder nur am Steg oder an Steg und Flansch (Typ IS) – Überprüfung von Ausklinkungen IK in Kombination mit gelenkigen Stirnplatten (IS) und Winkelanschlüssen (IW) – Automatische Auslegung der erforderlichen Verbindung mit Schraubengrößen (alle Typen) – Überprüfung der notwendigen Dicke des lastannehmenden Bauteils bei Querkraftanschlüssen

Weitere Informationen und Testversionen: Dlubal Software GmbH, Am Zellweg 2, 93464 Tiefenbach, Tel. +49 (0)96 73 – 92 03-0, Fax +49 (0)96 73 – 92 03-51, info@dlubal.com, www.dlubal.de

Buthmann Ingenieur-Stahlbau mit dem „Horizontweg“ unter Siegern des M & T-Metallbaupreis Am 7. November kürte das Magazin M&T-Metallhandwerk im Rahmen des Metallkongresses in Nürnberg die Gewinner des M&T-Metallbaupreises 2014. Der Preis zeichnet außergewöhn-

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Aktuell

Der 1. Platz in der Kategorie „Stahlkonstruktionen“ des Preises 2014 wird von der Jury für die materialbetonte, sehr leicht wirkende und ausgesprochen funktionale Stahlkonstruktion des Horizontwegs auf dem Energieberg in Hamburg vergeben, den das Glinder Unternehmen Buthmann Ingenieur-Stahlbau geplant, gefertigt, montiert und aufgebaut hat.

180 t Stahlkonstruktion wurden für das Objekt von dem mittelständischen Unternehmen Buthmann bearbeitet, die Fertigungsplanung erstellt, Knotennachweise geführt und in die technisch und handwerklich machbare Detailgestaltung umgesetzt.

Das Haupttragwerk der stählernen Stegkonstruktion wird durch geländerintegrierte Fachwerkträger gebildet, die entsprechend den jeweiligen Radien gekrümmt ausgeführt und in den Stützenachsen durch Hauptquerträger gehalten werden.

Besondere Anforderungen wurden durch die Komplexität der Bauaufgabe, die Dimensionen der Konstruktion, die engen einzuhaltenden Toleranzen und die besonderen zeitlichen und witterungsbedingten Rahmenbedingungen bei der Montage gestellt.

Die Jury ist der Meinung, dass das ausgezeichnete Objekt in eindrucksvoller Art und Weise die vielfältigen Möglichkeiten des Konstruktionswerkstoffes Stahl belegt und in Szene setzt. Mit dem Horizontweg ist es gelungen, eine sehr funktional und schlicht wirkende Stahlbaukonstruktion erlebbar zu machen und einen nachhaltigen Besuchermagneten auf der ansonsten nicht nutzbaren Fläche einer früheren Mülldeponie zu schaffen.

Weitere Informationen: Edgar Buthmann Stahlbau GmbH, Humboldtstraße 12, 21509 Glinde, Tel. +49 (0)40 – 722 20 07, Fax +49 (0)40 – 722 25 86, info@buthmann.de, www.buthmann.de

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lich kreative und innovative Objekte aus. Die Sieger überzeugten durch hohe konstruktive, planerische und gestalterische Qualität und Perfektion in der technischen Ausführung.

3D Modell eines Amphitheaters – konstruiert mit Autodesk Advance Steel (Abb.: Graitec)

– Komplexe Blechbearbeitungen, Rohr- und Blechabwicklungen (z. B. konisch oder gedreht) – Werkzeuge für eine automatische Dach- und Wandverkleidung – Automatisches Erstellen der Zeichnungen, Stücklisten und NC-Daten ausgehend vom Modell – Umfangreiches Dokumentenmanagement etc.

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Intelligente 3D Modellierung im Stahlbau mit Autodesk Advance Steel Autodesk® Advance Steel ist die umfassende und leicht zu bedienende 3D-CAD-Software für Planer im Stahl- und Metallbau. Advance Steel basiert auf der AutoCAD-Plattform.

Die innovative BIM-Lösung automatisiert den gesamten Konstruktionsprozess: vom Modellaufbau über die Zeichnungsableitung bis hin zur Erzeugung von Stücklisten oder NC-Fertigungsdateien.

In Advance Steel erstellt man schnell und einfach komplexe Modelle mit allen erforderlichen Informationen. Die Software enthält eine komplette Bibliothek mit Strukturelementen sowie parametrisierte Verbindungen, die sich individuell anpassen lassen. Die Interoperabilität mit Revit, der Software für Building Information Modeling (BIM), fördert eine stärkere Vernetzung des Arbeitsablaufs.

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Paroc GmbH, Abt. Panel System Heidenkampsweg 51 20097 Hamburg Tel. (0 40) 88 30 76-0 Fax (0 40) 88 30 76-199 E-Mail: uwe.sturmhoefel@paroc.com Internet: www.paroc.de

Brückenbau Köster & Co. GmbH Postfach 1364 D-58242 Ennepetal Telefon (0 23 33) 83 06-0 Telefax (0 23 33) 83 06 38 E-Mail: info@koeco.net Internet: www.koeco.net

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Wirtschaftlichkeit von Bauprojekten Das Buch behandelt den Komplex des Bauprozessmanagements aus baupraktischer Sicht und zeigt, wie durch Prozessoptimierung, durch Industrialisierung und Anwendung neuer Technologien (Sensortechnik, digitale Kommunikation, Echtzeitsteuerung etc.) die Wirtschaftlichkeit von Bauprojekten erheblich gesteigert werden kann. Ausgewiesene Experten und namhafte Unternehmen berichten über Einführung und Umsetzung des Prozessmanagements im Bauwesen und in der Immobilienwirtschaft. Es wird beschrieben, wie Qualität, Termine und Kosten auch bei komplexen Großprojekten zuverlässig gesteuert werden können.

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Editorial

Der Weg vorwärts für den Stahlbau in Deutschland

Bernhard Hauke

Volker Hüller

Vor drei Jahren haben bauforumstahl und der Deutsche Stahlbau-Verband DSTV ihre Kräfte im neuen bauforumstahl (BFS) vereint. In den vergangenen drei Jahren haben wir viele wichtige Schritte getan. Zeit also, eine kleine Zwischenbilanz zu ziehen und vor allem nach vorne zu schauen.

Die Einführung des Eurocode 3 als neue Stahlbaugrundnorm, die wir mit vielen Praxisschulungen begleitet haben, ist am Ende doch gut gelungen. Bei allem Bedarf zur sinnvollen Vereinfachung war hier die Umstellung von der DIN 18800 nicht so groß. In Ergänzung zur Initiative Praxisgerechte Regelwerke im Bauwesen (PRB), die wir unterstützen, haben wir zusammen mit IngenieurkammerBau und VPI aus Nordrhein-Westfalen einen Wettbewerb für eine auf dem Eurocode 3 basierende, praxistaugliche Stahlbaurichtlinie für den üblichen Hochbau ausgeschrieben. Wir wollen also zum einen die wissenschaftlich-technische Entwicklung mit einem klar strukturierten Eurocode 3 vorantreiben und zum anderen die breite Praxisanwendung mit einer schlanken Stahlbaurichtlinie fördern.

Zur Vereinfachung der Bemessung und Vorbemessung bietet BFS seit letztem Jahr Bemessungshilfen für Geschossstützen und Kranbahnträger an. Weitere werden folgen.

Seit diesem Sommer ist die EN 1090 die gültige Ausführungsnorm. Unsere Stahlbauunternehmen sind alle entsprechend zertifiziert. Ingenieurbüros brauchen jedoch keine Zertifizierung – sie sind keine Hersteller im Sinne der Bauproduktenverordnung.

Die Stahlbaubranche erhält ein neues Qualitätszeichen. Das DSTV-Gütesiegel wurde erstmalig auf dem Deutschen Stahlbautag 2014 an Fachbetriebe verliehen, die bei bauforumstahl organisiert sind, ihre hohen Qualitäts- und Sicherheitsstandards dokumentieren und sich regelmäßig weiterbilden.

Mit einer Marktstudie haben wir 2014 gezeigt, dass der Marktanteil des Stahlbaues höher liegt als die gebäude-

bezogene offizielle Statistik ausweist. Für Industrie- und Gewerbehallen beträgt der Anteil des Stahlbaues an den Rohbaukosten der aufgehenden Konstruktion ca. 33 % und bei Bürogebäuden fast 13 %. Bei Bürobauten hat es allerdings eine Verschiebung des Stahlbauanteiles weg vom Haupttragwerk hin zum architektonischen Stahlbau für Atrien, Vordächer, Stege oder besondere Fassadenkonstruktionen gegeben. Hier wollen wir mit dem Stahl- und Stahlverbundbau mit seinen schlanken und schnell montierbaren Konstruktionen wieder mehr Anteile gewinnen.

Entsprechende Publikationen zum Baubetrieb im Stahlbau sind in Vorbereitung. Auch die Integration der Haustechnik sowie die holistische Nachhaltigkeitsbewertung spielen eine wichtige Rolle. Mit der 2013 aktualisierten und erweiterten Umwelt-Produktdeklaration für Baustähle und den einzigartigen Möglichkeiten des Baustahls bei Recycling und Wiederverwendung sind wir hier gut aufgestellt und werden dies mit neuen Studien auch weiter unterstreichen. Mit der für die Zukunft angestrebten Standardgüte S355 werden sowohl Ressourcen- und Ökoeffizienz als auch Wirtschaftlichkeit des Stahlbaues weiter verbessert.

Mit dem arrivierten Stahlbaupreis und dem zum 3. Mal zusammen mit dem BMUB vergebenen Sonderpreis für nachhaltige Stahlarchitektur sprechen wir das gesamte Bauteam, besonders aber die entwerfenden Architekten an. Die Preise wurden auf dem Deutschen Stahlbautag verliehen. Mit dem zur BAU 2015 in München zum zweiten Mal vergebenen Ingenieurpreis des Deutschen Stahlbaues – www.ingenieurpreis.de – wird nun aber ganz besonders der Anteil der Ingenieure bei Planung und Ausführung von Bauwerken oder besonderen Details hervorgehoben.

Und mit der neuen Webseite www.stahlbauverbindet.de zeigen wir nicht nur die Unternehmen der Wertschöpfungskette der Stahlbaubranche und eine Vielzahl an interessanten Stahlbauprojekten in den Regionen Deutschlands und darüber hinaus, sondern lenken mit Highlight-Referenzen den Blick auch auf besondere Anwendungen von Stahl und die Relevanz für das tägliche Leben. Diesen nicht-technischen Zugang zu den unendlichen Möglichkeiten des Bauens mit Stahl und den engagierten Menschen, die dahinter stehen, werden wir weiter ausbauen.

An Ideen und Konzepten mangelt es also nicht. Lassen Sie uns diese gemeinsam umsetzen.

Dr. Bernhard Hauke Geschäftsführer bauforumstahl

Volker Hüller Geschäftsführer bauforumstahl

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Fachthemen Dieter Ungermann Dennis Rademacher Matthias Oechsner Fabian Simonsen Susanne Friedrich Peter Lebelt

DOI: 10.1002/stab.201510225

Feuerverzinken im Brückenbau Teil 1: Zum Einsatz feuerverzinkten Baustahls bei zyklisch beanspruchten Konstruktionen In dem hier vorgestellten Forschungsprojekt wurden durch die TU Dortmund, die MPA Darmstadt und das Institut für Korrosionsschutz Dresden GmbH der wissenschaftliche und technische Nachweis eines sicheren Einsatzes der Feuerverzinkung im Stahl- und Verbundbrückenbau erbracht. Die Verwendung der Feuerverzinkung ermöglicht einen langlebigen, wartungsfreien und robusten Korrosionsschutz und bietet ökologische und ökonomische Vorteile gegenüber den aktuell eingesetzten Korrosionsschutzsystemen.

Der Einsatz im Brückenbau mit zyklischen Belastungen war bislang – aufgrund fehlender wissenschaftlicher Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten feuerverzinkten Stahls – nicht möglich. Die Ergebnisse dieses Forschungsprojekts ermöglichen den Nachweis des feuerverzinkten Stahls gegen Werkstoffermüdung nach EC 3-1-9 und weisen den sicheren Einsatz der Feuerverzinkung als Korrosionsschutzsystem nach.

Hot-dip galvanizing in bridge construction – Part 1: Using hot-dip galvanized mild steel for cyclic loaded structures. In the here presented research project the scientific and technical evidence for the safe use of hot-dip galvanizing for steel and composite bridges were provided by TU Dortmund, MPA Darmstadt and Institut für Korrosionsschutz Dresden GmbH. The use of hot dip galvanizing offers a durable, maintenance-free and robust corrosion protection and provides environmental and economic advantages over the corrosion protection systems currently in use. The use in bridge construction with cyclic loading was previously not possible – due to a lack of scientific studies on the fatigue behavior of hot-dip galvanized steel. The results of this research allow the proof of hotdip galvanized steel against fatigue according to EC 3-1-9 and demonstrate the safe use of hot dip galvanizing as corrosion protection system.

1 Einleitung Laut Information des Bundesministeriums für Verkehr und Infrastruktur werden rund 65 % der für Erhaltung sowie Aus- und Neubau vorgesehenen Investitionsmittel für Ersatz- und Erhaltungsmaßnahmen in den Bestandsnetzen von Schiene, Straße und Wasserstraße eingesetzt. Das entspricht einer jährlichen Investition von über 5 Mrd. € [1]. Insbesondere bei Brücken führt die Zunahme der Verkehrsbelastung, aber auch ein vermehrter Einsatz von Streusalzen zu einer beschleunigten Schädigung dieser Bauwerke.

Ein Teil der Instandhaltungskosten wird für die Vorbeugung und Beseitigung von Korrosionsschäden an Brücken aufgewendet. Üblicherweise wer-

2

den Stahl- und Stahlverbundbrücken durch organische Beschichtungen gegen Korrosion geschützt. Diese müssen jedoch im Abstand von ca. 25 bis 33 Jahren, je nach Instandhaltungsstrategie, erneuert werden. Neben den direkten Kosten für die Erneuerung des Korrosionsschutzes entstehen auch Begleitkosten durch z. B. geänderte Verkehrsführung und Staus, die als volkswirtschaftliche Schäden von der Allgemeinheit getragen werden müssen.

In dem hier vorgestellten Forschungsprojekt wurden durch die TU Dortmund, die MPA Darmstadt und das Institut für Korrosionsschutz Dresden GmbH die Grundlagen für die Anwendung der Feuerverzinkung im Brückenbau erarbeitet und damit die ökonomischen und ökologischen Vorteile

der Stahl- und Stahlverbundbauweise gestärkt.

2 Idee und Problemstellung Im Hochbau wird seit vielen Jahren die Feuerverzinkung als leistungsfähiger und lang haltbarer Korrosionsschutz eingesetzt. Der entscheidende Unterschied zwischen Brückenbau und dem vorwiegend ruhend beanspruchten Hochbau liegt in der zyklischen Belastung von Brücken durch Verkehrslasten, die einen Nachweis gegen Werkstoffermüdung nach EC 3-1-9 (DIN EN 1993-1-9 [2]) erforderlich werden lassen. Dieser Nachweis erfolgt durch eine Einstufung der Konstruktion in Kerbdetails, die in der Norm entsprechenden Kerbfällen zugeordnet sind.

Diese Kerbfälle wurden experimentell an unverzinkten Probekörpern ermittelt und statistisch ausgewertet und können daher nicht für feuerverzinkte Bauteile angewendet werden. Dementsprechend kann der Nachweis gegen Werkstoffermüdung für feuerverzinkte Konstruktionen auf Basis aktueller Normung (EC 3) nicht erbracht werden.

Um diese Lücken zu schließen und den Einsatz der Feuerverzinkung im Brückenbau zu ermöglichen und somit den Werkstoff Stahl nachhaltiger und wirtschaftlicher einsetzen zu können, wurden im Rahmen des abgeschlossenen Forschungsprojekts P835/IGF-Nr. 351/ZBG [3] das Ermüdungsverhalten grundlegender Kerbdetails untersucht und statistisch entsprechend dem Nachweiskonzept des EC 3 ausgewertet. Des Weiteren wurde die Feuerverzinkung mit dem Zweck des Korrosionsschutznachweises für eine 100-jährige Nutzungsdauer untersucht.

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3 Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdungsfestigkeit 3.1 Auswahl der Details Für den grundsätzlichen Nachweis der Verwendbarkeit der Feuerverzinkung im Stahl- und Verbundbrückenbau wurde eine Auswahl der maßgeblichen Kerbdetails nach EC 3 für einfache Brückenquerschnitte mit kleinen und mittleren Spannweiten getroffen.

Diese Kerbdetails wurden in Form von Kleinteilproben und Bauteilproben im feuerverzinkten Zustand (Feuerverzinkung nach DASt-Richtlinie 022, Zinkbadklasse 1 [4]) im Schwingversuch geprüft. Die Kleinteilproben wurden vergleichend untersucht, d. h. die feuerverzinkten Wöhlerlinien wurden Wöhlerlinien des unverzinkten Anlieferungszustands gegenübergestellt. Dadurch war, neben der Festlegung von feuerverzinkten Kerbdetails auf Basis des EC 3, eine Untersuchung des isolierten Einflusses des Zinküberzuges auf die zyklische Beanspruchbarkeit von Baustahl möglich.

3.2 Vergleichende Versuche feuerverzinkt – unverzinkt

Auffällig war bei den geschweißten Proben, dass der Zinküberzug auf den Schweißnähten deutlich höhere Schichtdicken aufweist als auf dem Grundwerkstoff (s. Bild 2). Das Aufwachsen des Zinküberzuges ist stark vom Siliziumgehalt des Verzinkungsgutes abhängig ([6], [7]).

Die untersuchten Baustähle wiesen Silizium-Gehalte von ca. 0,18 bis 0,35 Ma% auf. In Bild 3 sind die Zinküberzugsdicken in Abhängigkeit des Siliziumgehaltes des Trägermaterials erfasst. Die untersuchten Schweißnähte weisen, bedingt durch den Schweißzusatzwerkstoff, deutlich höhere Siliziumgehalte als der Grundwerkstoff und damit auch höhere Zinküberzugsdicken auf (vgl. auch Bild 3).

Für die technische Anwendung der Feuerverzinkung im Stahl- und Verbundbrückenbau ist u. a. auch aus optischen Gründen die Empfehlung auszusprechen, dass ein Schweißzusatzwerkstoff mit einem möglichst niedrigen Siliziumgehalt zu verwenden ist.

3.3 Versuche mit feuerverzinkten bauteilähnlichen Probekörpern Ergänzend zu den Kleinteilproben wurden am Lehrstuhl Stahlbau der

∆σ in N/mm2

An der MPA Darmstadt wurden verschiedene Versuchsreihen mit Kleinteil-

proben der Stahlgüten S355, S460 und S700 mit unterschiedlich ausgeführten Schnittkanten (Wasserstrahlschnitt, Brennschnitt, Fräsen) vergleichend im unverzinkten Referenzzustand und feuerverzinkt untersucht. Ergänzend wurden Proben mit verschieden ausgeführten Schweißnähten untersucht. Insgesamt wurden 20 Wöhlerlinien aus über 500 Versuchen erzeugt.

Bild 1 fasst die für alle untersuchten Serien repräsentativen Versuchsergebnisse des Kerbfalls 125 (Einstufung für unverzinkte Proben) zusammen. Die feuerverzinkten Proben (rot) zeigen eine geringere zyklische Beanspruchbarkeit als die unverzinkten Referenzproben (schwarz).

Bei der Auswertung nach dem Background-Dokument des EC 3-1-9 [5] erreichen die unverzinkten Proben ein ∆σc von 140 N/mm², die feuerverzinkten liegen mit ∆σc = 117 N/mm² darunter. Für die hier untersuchten Proben kann der im EC 3-1-9 definierte Kerbfall 125 für feuerverzinkte Bauteile nicht angewendet werden. Der nächst niedrigere Kerbfall mit einem ∆σc von 112 wird von den feuerverzinkten Proben jedoch erfüllt. Die entwickelten Bemessungs-Wöhlerlinien für feuerverzinkte Kerbdetails können dem Abschnitt 3.4 entnommen werden.

Schwingspiele N [–] Bild 1. Auswertung über alle Schwingversuche der Proben des Kerbfalls 125 Fig. 1. Evaluation of all SN tests of samples of the detail category 125

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Bild 2. Übergang vom Grundwerkstoff (rechts) zur Schweißnaht (links) – deutlich sind die Veränderung des Zinküberzugs und die höhere Zinküberzugsdicke erkennbar Fig. 2. Transition from the base material (right) to the weld (left) – clearly the variation of the zinc coating and the higher zinc coating thickness are visible

Technischen Universität Dortmund Ermüdungsversuche an feuerverzinkten Probekörpern durchgeführt, die in der konstruktiven Ausführung, den (relativen) Abmessungen und den Her-

stellungsverfahren den in der Brückenbaupraxis verwendeten Bauteilen entsprechen. Durch eine Versuchsfolge auf unterschiedlichen Lastniveaus zwischen der Elastizitätsgrenze und

der abgeschätzten Dauerfestigkeit in Anlehnung an das interaktive Verfahren [8] konnte mit mindestens neun Proben je Kerbdetail mit hinreichender Genauigkeit eine Ermüdungsfestigkeits-Kurve bestimmt werden. Für die Versuche an Probekörpern aus S355J2+M und S460M wurden fünf typische, geschweißte Kerbdetails ausgewählt. Durch Bauteillängen bis zu 3 m entsprechen die Fertigungsbedingungen und Eigenspannungszustände der Probekörper nahezu denen der realen Bauteile.

Für zwei bauteilähnliche Details (s. Bilder 4 und 5) wurde eine bereits in den 1960er-Jahren von Reemsnyder [9] verwendete Probenform weiterentwickelt und auf die festgelegten Versuchs-Parameter angepasst. Wie in Bild 4 zu erkennen, handelte es sich um einen nachempfundenen Ausschnitt eines Untergurts mit aufgeschweißtem Steg als T-Probe mit Blechdicken von 12 mm und 14 mm.

Die Ergebnisse aller Versuche mit den Kleinteil-T-Proben lagen deutlich über den Wöhlerlinien der den Proben entsprechenden Kerbfälle für unverzinkte Bauteile gemäß EC 3-1-9.

Nach statistischer Auswertung erhält man die theoretischen Werte für ∆σc = 147 N/mm2 (Bild 6) bzw. ∆σc =

400 350

Zinküberzugsdicke in µm

300 250 200 150 100 50 0 0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

Siliziumgehalt des Grundwerkstoffs in Ma % Bild 3. Abhängigkeit der Zinküberzugsdicke vom Siliziumgehalt des Verzinkungsguts Fig. 3. Zinc coating thickness in dependence on the silicon content of the base material

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116 N/mm2 (Bild 7). Die Versuchsergebnisse an den feuerverzinkten Proben lagen somit deutlich über der Einordnung des Eurocodes. Um Grö-

ßeneffekte bzw. geringere Wahrscheinlichkeit von Schweißnahtunregelmäßigkeiten als positive Einflussfaktoren der Kleinteilprobe zu überprüfen bzw.

Bild 4. Prinzip der Kleinteil-T-Probe mit Halskehlnähten Fig. 4. Principle of small scale T-specimen with longitudinal fillet weld

zu bewerten, wurden zusätzlich drei 4-Punkt-Biegeversuche an geschweißten I-Trägern durchgeführt.

Die Ergebnisse der Trägerversuche lagen leicht unterhalb der Ergebnisse der Kleinteil-T-Proben, allerdings immer noch deutlich über der normierten Wöhlerlinie des EC 3-1-9. Berücksichtigt man alle Ergebnisse bei der statistischen Auswertung, so erhält man die Werte ∆σc = 134 N/mm² (Bild 6) bzw. ∆σc = 109 N/mm² (Bild 7).

Die resultierenden BemessungsWöhlerlinien aller durchgeführten Schwingversuche können dem nachfolgenden Abschnitt 3.4 entnommen werden.

3.4 Ergebnisse der Ermüdungsversuche

∆σ [N/mm2]

Bild 5. Ausschnitt 3D-Modell Kleinteil-T-Probe mit zusätzlicher Doppel-V-Naht – Längsnaht über Quernaht Fig. 5. Detail of 3D model small scale T-specimen with additional double-V buttweld – butt weld over longitudinal fillet weld

Bei allen vergleichenden KleinteilVersuchsserien wurde eindeutig nachgewiesen, dass eine Feuerverzinkung im Vergleich zum unverzinkten Referenzzustand einen signifikanten Abfall der 50%igen Dauerfestigkeit zur Folge hat. Die aktuell im EC 3-1-9 normierten Detail-Kategorien bzw. Kerbfälle erfassen den Abfall der Ermüdungsfestigkeit durch eine Feuerverzinkung nicht. Trotz des signifikanten Abfalls der Dauerfestigkeit führt die Feuer-

Schwingspiele N [–] Bild 6. Ergebnisse Detail Längsnaht Fig. 6. Results of longitudinal fillet weld

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Tabelle 1. Kerbfälle für feuerverzinkten Stahl Table 1. Detail categories for hot-dip galvanized steel Kerbfall

Konstruktionsdetail

140 ANMERKUNG: Der Kerbfall 140 ist der höchst mögliche; kein Kerbfall kann bei irgendeiner Anzahl an Spannungsschwingspielen eine höhere Ermüdungsfestigkeit erreichen.

112

Beschreibung

Anforderungen

Bleche und Flachstähle mit gewalzten/gefrästen Kanten

Scharfe Kanten, Oberflächen- und Walzfehler sind durch Schleifen zu beseitigen und ein nahtloser Übergang herzustellen.

maschinell brenn- oder wasserstrahlgeschnittener Werkstoff mit seichten und regelmäßigen Brennriefen

Einspringende Ecken sind durch Schleifen (Neigung ≤ ¼) zu bearbeiten oder durch einen entsprechenden Spannungskonzentrationsfaktor zu berücksichtigen.

maschinell brenn- oder wasserstrahlgeschnittener Werkstoff der Schnittqualität entsprechend EN 1090 100

handgeschweißte Kehlnähte

80

über eine durchgeschweißte Quernaht geführte durchgehende Längsnaht als Halskehlnaht

100

Blechdickenabhängigkeit für t > 25 mm:

Blechdickenabhängigkeit für t > 25 mm:

• alle Nähte blecheben in Lastrichtung geschliffen • Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu verwenden und anschließend zu entfernen, Blechränder sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen • beidseitige Schweißung mit ZFP

Vollstöße von Walzprofilen mit Stumpfnähten ohne Freischnitte

• die Nahtüberhöhung muss ≤ 10 % der Nahtbreite und mit verlaufendem Übergang in die Blechoberfläche ausgeführt werden • Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu verwenden und anschließend zu entfernen, Blechränder sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen • beidseitige Schweißung mit ZFP

ks = (25/t)0,2

80

Blechdickenabhängigkeit für t > 25 mm: ks = (25/t)0,2

≤ 50 mm

80

80 (m = 8)

6

Zwischen Flansch und Stegblech ist eine sehr gute Passgenauigkeit erforderlich.

Querstöße in Blechen und Flachstählen

ks = (25/t)0,2 80

keine Ausbesserungen durch Verfüllen mit Schweißgut

Querstöße in Blechen, • die Nahtüberhöhung muss ≤ 20 % der Nahtbreite Flachstählen, Walzprofiund mit verlaufendem Übergang in die Blechoberlen oder geschweißten fläche ausgeführt werden Blechträgern • keine Schweißnahtnachbehandlung • Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu verwenden und anschließend zu entfernen, Blechränder sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen • beidseitige Schweißung mit ZFP Vertikalsteifen in Walzoder geschweißten Blechträgern

• die Schweißnahtenden sind sorgfältig zu schleifen, um Einbrandkerben zu entfernen • wenn die Steife, s. Skizze links, im Stegblech abschließt, wird ∆σ mit den Hauptspannungen berechnet

Schweißnähte unter ∆τ wird am Nennquerschnitt des Dübels ermittelt Querkraftbeanspruchung: Kopfbolzendübel in Verbundwirkung

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Schwingspiele N [–] Bild 7. Ergebnisse Detail Längsnaht über Quernaht Fig. 7. Results of butt weld over longitudinal fillet weld

verzinkung in der statistischen Auswertung der Versuchsergebnisse nach dem Background-Dokument zum EC 3-1-9 nur zu einer Abwertung von maximal einem Kerbfall.

Auf Basis der im hier vorgestellten Forschungsprojekt erarbeiteten umfangreichen Datenbasis kann eine einfache, jedoch konservative Regel für den Einsatz feuerverzinkter Proben und Bauteile unter zyklischer Last formuliert werden: Um eine Feuerverzinkung bei der Auslegung gegen Werkstoffermüdung sicher zu erfassen, ist bei feuerverzinkten Bauteilen bei Anwendung der Bemessungsregeln nach EC 3 und EC 4 der maximal um eine Kategorie niedrigere Kerbfall zu wählen.

Diese Regel scheint insbesondere bei den höheren Kerbfällen bedeutsam zu sein. Bei den untersuchten, ohnehin schon niedrigeren Kerbfällen war eine Herabstufung zumeist nicht notwendig. Für den Nachweis gegen Werkstoffermüdung gemäß EC 3-1-9 ist für die Zuordnung der Kerbfälle von feuerverzinkten Bauteilen Tabelle 1 anwendbar.

Die Abminderung um einen Kerbfall führt bei der Bemessung von Brücken kleinerer und mittlerer Spann-

weite nach den Regeln des EC 3-1-9 [2] nicht zwingend zu der Notwendigkeit einer Vergrößerung der Querschnitte, da der Nachweis gegen Werkstoffermüdung im kleinen und mittleren Spannweitenbereich häufig nicht maßgebend für die Querschnittswahl ist. Eine beispielhafte Untersuchung hierzu wurde an einer gebauten zweispurigen Verkehrsweg-Brücke über einen Fluss in Bayern mit einer Spannweite von 35,30 m ohne Mittelstütze durchgeführt. Trotz der Abminderung der Bemessungswöhlerlinien um einen Kerbfall wären hierbei keinerlei Vergrößerungen der Querschnitte erforderlich gewesen [3].

4 Ursachen des Abfalls der Ermüdungsfestigkeit Neben der Entwicklung von Bemessungswöhlerlinien auf Basis des EC 3 für feuerverzinkte Kerbdetails wurden die Ursachen des festgestellten negativen Einflusses einer Feuerverzinkung auf die zyklische Beanspruchbarkeit von Stahl intensiv untersucht.

Durch die vergleichende Schwingungsprüfung von chargengleichen Proben in den Zuständen

– unverzinkter Anlieferungszustand (Referenzzustand) – normaltemperaturfeuerverzinkt nach DASt-Richtlinie 022 – normaltemperaturfeuerverzinkt nach DASt-Richtlinie 022 und anschließend inhibiert abgebeizt konnte gezeigt werden (Bild 8), dass eine Feuerverzinkung einen signifikanten Abfall der zyklischen Beanspruchbarkeit verursacht. Wird der Zinküberzug schonend entfernt (hier durch inhibiertes Beizen), so wird im Schwingversuch wieder das Niveau des unverzinkten Referenzzustandes erreicht. Das heißt, die Ursache des Ermüdungsfestigkeitsabfalls resultiert aus dem Zinküberzug an sich, eine Schädigung des Grundwerkstoffs (z. B. durch flüssigmetallinduzierte Schädigungsprozesse) hat nicht stattgefunden.

Durch die Dokumentation von Ermüdungsanrissen in metallographischen Schliffen (vgl. Bild 9) wurde erkennbar, dass Schwindungsrisse in den Eisen-Zink-Legierungsphasen (δ1und ζ-Phasen) des Zinküberzuges bei zyklischer Beanspruchung Ausgangsort für die Ermüdungsrissinitiierung im Grundwerkstoff sind. Die Ermü-

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∆σ [N/mm2]

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Schwingspiele N [–] Bild 8. Wöhlerlinien Referenzzustand, feuerverzinkt und Feuerverzinkung inhibiert abgebeizt Fig. 8. SN curves reference state, hot-dip galvanized and hot-dip galvanizing inhibited pickled

Bild 9. 3-phasiger Zinküberzug mit Schwindungsrissen in der δ1-Phase und Ermüdungsanrissen Fig. 9. 3-phase zinc coating with shrinkage cracks in the δ1-phase and fatigue incipient cracks

dungsrissinitiierung konnte durch Versuche dokumentiert und mittels FEM abgebildet werden. Das Modell der Ermüdungsrissinitiierung bei feuerverzinkten Bauteilen ist in Bild 10 schematisch dargestellt.

Schwindungsrisse in den EisenZink-Legierungsphasen (δ1- und ζPhase) des Zinküberzuges verursachen mikrokerbbedingte Spannungsüberhöhungen im Grundwerkstoff.

Diese Spannungserhöhungen führen zu einer im Vergleich zum unbeschichteten Bauteil verfrühten Ermüdungsrissinitiierung und sind damit ursächlich für den festgestellten Abfall der Dauerfestigkeit von verzinkten gegenüber unverzinkten Proben.

Bild 10. Schematische Darstellung der Ermüdungsrissinitiierung bei feuerverzinkten Bauteilen unter zyklischer Beanspruchung Fig. 10. Schematic illustration of fatigue crack initiation at hot dip galvanized components under cyclic loading

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Literatur [1] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung: Investitionsrahmenplan 2011–2015 für die Verkehrsinfrastruktur des Bundes (IRP). Berlin, 15. März 2012.

[2] DIN EN 1993-1-9: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Teil 1-9: Ermüdung, Berlin: DIN Deutsches Institut für Normung e.V., 2010.

[3] Ungermann, D., Rademacher, D., Oechsner, M., Landgrebe R., Adelmann, J., Simonsen, F., Friedrich, S., Lebelt, P.: Feuerverzinken im Stahlund Verbundbrückenbau. IGF-No. 351/ ZBG, FOSTA P835, Düsseldorf, 2014.

[4] Deutscher Ausschuss für Stahlbau: DASt-Richtlinie 022: Feuerverzinken von tragenden Stahlbauteilen. Düsseldorf: Stahlbau Verlags- und Service GmbH 2009.

[5] Sedlacek, G., Hobbacher, A., Nussbaumer, A., Müller, C., Stötzel, J., Schä-

fer, D.: Commentary to Eurocode 3 – EN 1993-Part 1-9 – Fatigue, unveröffentlicht, 2007.

[6] Maaß, P., Peißker, P., Hrsg.: Handbuch Feuerverzinken. 3., vollst. überarb. Aufl. Weinheim: Wiley-VCH Verlag 2008.

[7] Schulz, W.-D., Thiele, M.: Feuerverzinken von Stückgut. Saulgau/Württ: Leuze-Verlag, 2012.

[8] Block, K., Dreier, F.: Das Ermüdungsverhalten von Dübelbefestigungen.

Heft 541, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Hrsg., Berlin, 2003.

[9] Reemsnyder, H. S.: A new specimen for fatigue testing longitudinal fillet weldments. Proc. ASTM, 65 (1965), pp. 729–735.

Autoren dieses Beitrages: Univ.-Prof. Dr.-Ing. Dieter Ungermann, Dipl.-Ing. Dennis Rademacher, Technische Universität Dortmund,

Fakultät Architektur und Bauingenieurwesen, Lehrstuhl Stahlbau, August-Schmidt-Straße 6, 44227 Dortmund, stahlbau@tu-dortmund.de Univ.-Prof. Dr.-Ing. Matthias Oechsner, oechsner@mpa-ifw.tu-darmstadt.de, Dipl.-Ing. Fabian Simonsen, simonsen@mpa-ifw.tu-darmstadt.de, Technische Universität Darmstadt, Zentrum für Konstruktionswerkstoffe, Staatliche Materialprüfungsanstalt Darmstadt, Fachgebiet und Institut für Werkstoffkunde, Grafenstraße 2, 64283 Darmstadt Dr.-Ing. Susanne Friedrich, info@iks-dresden.de, Dipl.-Ing. (FH), SFI Peter Lebelt, peter.lebelt@iks-dresden.de, Institut für Korrosionsschutz Dresden GmbH, Gostritzer Straße 65, 01217 Dresden

Aus der Forschung Einsatz von Stahlhohlplatten als Fahrbahn im Stahlbrückenbau − Optimierung der Bemessung, Konstruktion, Herstellung und Unterhaltung zur Verbesserung der Wirtschaftlichkeit von Stahlbrücken (P 732) Im Vergleich zur orthotropen Fahrbahnplatte im Stahlbrückenbau weisen Hohlplatten, bestehend aus einem oberen und unteren Deckblech mit dazwischen liegenden Stegen, ein günstigeres Tragverhalten aufgrund einer höheren Quertragwirkung auf.

Eine kostengünstige Fertigung solcher Strukturen war bislang jedoch mit konventionellen Schweißverfahren nicht möglich. Mit Hilfe moderner Laserschweißverfahren können nunmehr Hohlplatten wirtschaftlich gefertigt werden. Diese werden bereits im Schiffbau als Baugruppen mit untergeordneter Tragfunktion und kleinen Querschnittabmessungen sowie geringen Blechdicken eingesetzt. Für den Einsatz der Stahlhohlplatten im Stahlbrückenbau gilt es, die vorhandenen theoretischen Grundlagen für die Tragwirkung auf die Anwendbarkeit mit entsprechenden Blechdickenbereichen, Querschnittsabmessungen und den Belastungsmodellen nach den DINFachberichten zu überprüfen und für die Anwendung in der Praxis gegebenenfalls zu optimieren. Dabei sind die konstruktive Durchbildung, die Angaben zu Mindestfertigungsstandards sowie die Aussagen zur Inspektionsmöglichkeit im Zuge der routinemäßigen Prüfung von Fahr-

bahnen aus Stahlhohlplatten zu hinterfragen und Lösungsansätze bereitzustellen.

Im vorliegenden Forschungsvorhaben wurde das Tragverhalten von Stahlhohlplatten mit Hilfe von zahlreichen experimentellen und theoretisch-numerischen Untersuchungen analysiert. Dabei wurden sowohl Großbauteilversuche zur Ermittlung des Gesamttragverhaltens als auch Versuche an Plattenstreifen zur Verifizierung der Quertragwirkung sowie zahlreiche Kleinteilversuche zur expliziten Analyse der einzelnen Versagensmechanismen durchgeführt. Die ermittelten Ergebnisse dienten zur Überprüfung, Erweiterung und Optimierung vorhandener Bemessungsverfahren im Hinblick auf eine einfache Anwendung in der Ingenieurpraxis, so dass ein Bemessungskonzept für die im Stahlbrückenbau üblichen Querschnittsgeometrien und Belastungssituationen entwickelt werden konnte.

Im Ergebnis zeigt sich, dass Hohlplatten aufgrund ihrer Querschnittsgeometrie hohe statische Tragfähigkeiten aufweisen, die bei gleichzeitiger wirtschaftlicher Fertigung für die Verwendung in biegebeanspruchten Flächenkonstruktionen vorteilhaft sind. Untersuchungen zur Ermüdungsfestigkeit der relevanten lasergeschweißten Verbindung zwischen Deckblech und Steg wurden für die vorhandenen Blechdickenkombinationen durchgeführt. Dabei konnte festgestellt werden, dass die Ermüdungsfestigkeiten der derzeitigen Verbindungen für einen Einsatz von Stahlhohlplatten in dynamisch beanspruchten Konstruktionen nicht ausrei-

chen. Für die Zukunft ist jedoch aufgrund der gesteigerten Laserleistungen zu vermuten, dass Verbesserungen bei der Ermüdungsfestigkeit erzielbar sind.

Für die Verbindung von Hohlplatten wurden weiterhin unterschiedliche Lösungen für die Anwendbarkeit im Stahlbrückenbau entwickelt und untersucht.

Das aufgestellte Konzept wurde erfolgreich im Bauteilversuch überprüft. Die prinzipielle Inspizierbarkeit der geschlossenen Stahlhohlplatten wurde ergänzend im Zuge der Durchführung von Brückenprüfungen gemäß DIN 1076 analysiert und durch entsprechende Lösungsansätze sichergestellt.

Das IGF-Vorhaben 15024 N der Forschungsvereinigung Stahlanwendung e.V., Düsseldorf, wurde über die AiF im Rahmen des Programms zur Förderung der industriellen Gemeinschaftsforschung und -entwicklung (IGF) vom Bundesministerium für Wirtschaft und Energie aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestages gefördert. Das Vorhaben wurde an der Technischen Universität Dortmund vom Lehrstuhl Stahlbau und vom Lehrstuhl für Werkstofftechnologie durchgeführt.

Der Abschlussbericht umfasst 370 Seiten und enthält 389 Abbildungen und Tabellen. Schutzgebühr: 25,50 € inkl. MWSt. zzgl. Versandkosten, ISBN 3-937567-91-7 Dr. Gregor Nüsse M. SC. (aus Berichte aus der Stahlanwendungsforschung, 2/2014)

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Fachthemen Martin Mensinger Peter Kraus

DOI: 10.1002/stab.201510237

Optimierter Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme im Stahl- und Verbundbau Reaktive Brandschutzsysteme werden im Stahlbau seit über 40 Jahren erfolgreich zum Schutz von Stahlbauteilen gegen Brandeinwirkung eingesetzt. Ihre Anwendung erfordert Kenntnisse über ihre Wirkungsweise, über die erforderliche Qualitätssicherung bei der Applikation und Wartung sowie über die richtige Festlegung der erforderlichen Trockenschichtdicken. Europäische Zulassungen erlauben im Zusammenspiel mit den Regelungen der EN 1993-1-2 [1] und der EN 1994-1-2 [2] eine Optimierung der Schichtdicken. Dabei sind jedoch auch die Grenzen der durch die Zulassungen abgedeckten Anwendungsbereiche zu beachten.

Neuere Forschungsarbeiten [3], [4] ermöglichen sowohl eine weitere Optimierung sowie eine Ausweitung des Anwendungsbereichs reaktiver Brandschutzsysteme.

Optimized utilization of reactive fire protection systems for steel and composite constructions. Reactive fire protection systems are successfully used against fire exposure in steel construction for over 40 years. Their application requires knowledge of their mode of action, the necessary quality management in application and maintenance, and the correct definition of the necessary dry film thicknesses. European Technical Approvals (ETA’s) allow the interaction with the provisions of EN 1993-1-2 [1] and EN 1994-1-2 [2] optimizing the layer thicknesses. However, the limits of the areas covered by the ETA’s have to be considered. Recent research [3], [4] allows both further optimization as well as an expansion of the scope of reactive fire protection systems.

1 Einführung Der Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme zum Schutz von Stahlkonstruktionen vor Brandeinwirkung hat sich in Deutschland seit mehreren Jahrzehnten bewährt [5]. Eine frühe Anwendung stellt dabei das ehemalige Bundeskanzleramt in Bonn aus dem Jahr 1973 dar, bei dessen Renovierung im Jahr 2006 die Funktionsfähigkeit des damals verwendeten Systems nach über 30 Jahren erfolgreich nachgewiesen wurde. Die heute von verschiedenen Herstellern angebotene Produktpallette ist groß, und es wird zwischen wasserlöslichen und lösungsmittelhaltigen Dispersionen sowie zwischen Systemen auf Polyurethan- und auf Epoxidbasis unterschieden. Die Systeme enthalten meist phosphorhaltige Dispersionen, die auf Ammoniumphosphat (APP) basieren. Sie bestehen aus einer Kohlenstoffquelle, die den zur Bildung der Schaummatrix notwendigen Kohlenstoff zur Verfügung stellt, einem Säurespender, der die Startreaktion auslöst, sowie einem Treibmittel zur Schaumbil-

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dung. Im Brandfall setzt die Reaktion des Systems ab einer Oberflächentemperatur des beschichteten Stahlprofils von ca. 250 °C ein. Die Bildung der Schaumschicht ist, im Fall einer Brandeinwirkung nach Einheitstemperaturkurve, in der Regel nach ca. 20 Minuten Brandeinwirkung abgeschlossen. Danach brennen äußere Schichten des Schaums ab und werden durch nachschäumende Schichten ersetzt.

Auf diese Weise ist es möglich, die schützende Wirkung des Schaums über einen längeren Zeitraum zu erhalten.

Während des Aufschäumvorgangs vergrößert der Dämmschichtbildner sein Volumen auf das 30- bis 40-fache der Trockenschichtdicke (Bild 1).

Neue Entwicklungen auf der Produktseite, im Bereich der Zulassungen und der Forschung erweitern den Anwendungsbereich der Produkte und ermöglichen zudem eine wesentlich erhöhte Wirtschaftlichkeit. Dabei sind jedoch nach wie vor Anwendungsgrenzen vorhanden, die eingehalten werden müssen.

2 Applikation und Qualitätssicherung Bei lösungsmittelhaltigen oder wasserbasierten Einkomponentensystemen ist ein dreischichtiger Aufbau der Beschichtung notwendig. Dieser besteht aus einer ca. 50 µm dicken Grundierung als Haftvermittler, die in der Regel als Werksbeschichtung ausgeführt wird. Die Applikation des Brandschutzanstriches (100 bis 350 µm) erfolgt ebenso wie die Deckbeschichtung (ca. 60 µm) meist in mehreren Arbeitsschritten im Werk oder zur Vermeidung von Trans-

Bild 1. Dämmschichtbildner im aufgeschäumten Zustand Fig. 1. Intumescent in foaming state

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portschäden auf der Baustelle. Dabei ist zu beachten, dass die drei Beschichtungen immer ein System bilden. Dies ist notwendig, um sicherzustellen, dass im Brandfall der Schaum auch tatsächlich an der Stahloberfläche haftet und sich nicht vorzeitig ablöst. Bei den erst seit kurzem auf dem Markt befindlichen Zweikomponentensystemen auf Epoxidbasis kann die Grundierung ebenso fakultativ wie der Deckanstrich entfallen. Die dadurch erzielte höhere Wirtschaftlichkeit wird allerdings durch kurze Topfzeiten und etwas höhere erforderliche Schichtdicken teilweise kompensiert, so dass von Fall zu Fall zu klären ist, welches System für welche Anwendung geeignet ist.

Die Applikation hat durch in einem Korrosionsschutzlehrgang beim Hersteller geschultes Personal zu erfolgen, zudem ist eine Dokumentation der Applikation erforderlich. Die Trockenschichtdicken müssen mindestens die in den Zulassungen geforderten Werte aufweisen. Dabei sind 20 Einzelmessungen auf einer Fläche von ca. 500 cm2 vorzunehmen. An maximal zwei Messstellen darf die Trockenschichtdicke unterschritten werden.

3 Festlegung von Trockenschichtdicken Die erforderlichen Trockenschichtdicken des Dämmschichtbildners sind abhängig von der zu gewährleistenden Feuerwiderstandsdauer, vom Verhältnis Profilumfang zu Querschnittsfläche (A/V, früher U/A) und vom verwendeten Produkt. Die in den Zulassungen angegebenen Werte beziehen sich dabei immer auf die Trockenschichtdicke des Dämmschichtbildners allein. Schichtdicken eines Grund- und Deckanstriches werden nicht angerechnet. In den Zulassungen des Deutschen Instituts für Bautechnik (DIBt) sind aktuell in der Regel Trockenschichtdicken angegeben, die von der Annahme einer kritischen Versagenstemperatur des zu schützenden Stahlbauteils von 500 °C ausgehen, einer Annahme, die in fast allen Fällen auf der sicheren Seite liegt. Demzufolge wird die erforderliche Trockenschichtdicke so festgelegt, dass nach 30, 60 bzw. 90 Minuten ETK-Einwirkung (ETK Einheitstemperaturkurve) das Stahlbauteil bis zu einer Temperatur von maximal 500 °C erwärmt wird. Europäische Zulassungen (European Technical Approvals, ETA) geben für 30, 60 und 90 Minuten ETK-Einwirkung hingegen temperaturabhängige Trockenschichtdicken an. Dies ermöglicht eine ingenieurmäßige Bestimmung der erforderlichen Trockenschichtdicken anhand der kritischen Versagenstemperatur des Bauteils, die mit Hilfe von [1] und [2] bestimmt werden kann.

Die in den Zulassungen angegebenen erforderlichen Trockenschichtdicken werden versuchstechnisch auf Basis der EN 13381-8 bestimmt. Die in dieser Norm festgeschriebenen Auswerteverfahren der Versuche stellen aktuell einen etwas unbefriedigenden Kompromiss zwischen unterschiedlichen europäischen Zulassungstraditionen in diesem Bereich dar. Insbesondere das grafische Verfahren, welches vor allem in Großbritannien gerne angewendet wird, ist nach wie vor umstritten. Immer wieder diskutiert werden auch Zeitpunkt und Größe der bei den Versuchen aufzubringenden Belastung. Wird die Belastung nach dem Beschichten aufgebracht, treten ungünstige Längsdehnungen in der Beschichtung auf. Eine Belastung vor dem Beschichten führt hingegen tendenziell zu etwas günstigeren Ergebnissen.

4 Besonderheiten bei der Anwendung 4.1 Einfluss von Fehlstellen auf das Erwärmungsverhalten Die Schutzwirkung der dämmschichtbildenden Anstriche weist eine starke Abhängigkeit vom Zustand der Beschichtung auf. Selbst kleinere Fehlstellen in der Beschichtung können das Erwärmungsverhalten der zu schützenden Bauteile negativ beeinflussen.

Der Dämmschichtbildner schäumt hauptsächlich senkrecht und nur wenig parallel bzw. tangential zur Oberfläche des Stahlteils auf (Bild 2). Dies führt dazu, dass die Beschichtung nur eine begrenzte Fähigkeit besitzt, Fehlstellen zu schließen. Das Rissschließvermögen hängt von der Trockenschichtdicke ab und ist nicht abschließend geklärt. In [6] wird für R60-Beschichtungen als Anhaltswert 10 mm pro Seite angegeben.

Im Bereich der Fehlstellen kommt es damit zu einem lokal erhöhten Wärmeeintrag, der allerdings durch Abschattungseffekte und eine reduzierte Konvektion an der Fehlstelle etwas abgemildert wird. Die lokal erhöhten Temperaturen führen in diesen Bereichen zu einer gegenüber dem Gesamtquerschnitt erhöhten Reduktion von E-Modul und Streckgrenze und können aufgrund des sich dann einstellenden π-∆-Effekts insbesondere bei stabilitätsgefährdeten Bauteilen wie Stützen zu einer Reduktion des Feuerwiderstands führen [6]. Für die Praxis bedeutet dies, dass eine ausreichende Pflege und Wartung der Anstriche sichergestellt werden muss. In den Zulassungen des DIBt wird daher u. a. eine Kennzeichnung der mit dämmschichtbildenden Anstrichen versehenen Oberflächen gefordert.

4.2 Längsrisse bei geschlossenen Querschnitten Ebenfalls aufgrund der limitierten Querdehnbarkeit des Schaums können bei Hohlprofilen Längsrisse auftreten.

Das Auftreten dieser Risse lässt sich in gewissen Grenzen durch eine höhere Schichtdicke kompensieren. In den Zulassungen werden daher für Hohlprofile eigene Schichtdickentabellen angeben. Die Angaben zu den offenen Profilen lassen sich nicht auf Hohlprofile übertragen.

4.3 Aufschäumverhalten bei Vollstählen Bei Vollstahlstützen und sehr massigen Bauteilen kann es passieren, dass das Bauteil zu Beginn des Erwärmungspro-

Bild 2. Aufschäumverhalten eines dämmschichtbildenden Anstrichs mit schlitzförmiger Fehlstelle [6] Fig. 2. Foaming of intumescent paint with slit-shaped defect [6]

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Bild 3. Längsrissbildung aufgrund limitierter Querdehnbarkeit des Schaums bei Hohlprofilen [6] Fig. 3. Longitudinal cracking due to limited transverse extensibility of the foam in case of hollow sections [6]

Bild 4. Nicht aufgeschäumter Dämmschichtbildner im Fall von Vollprofilstützen [6] Fig. 4. Not foamed intumescent coating in the case of massive steel sections [6]

Bild 5. Cellformträger mit Dämmschichtbildner in einer Turnhalle Fig. 5. Cellular beams with intumescent paint in a gym

zesses dem Dämmschichtbildner so viel Energie entzieht, dass die Startreaktion ausbleibt und kein Aufschäumprozess stattfindet. Vollprofile sind daher durch die Zulassungen nicht abgedeckt (Bilder 3 und 4).

4.4 Anwendung bei Waben- und Cellformträgern Die aktuellen Zulassungen decken den Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme bei Waben- und Cellformträgern derzeit nicht ab. Eine normative Grundlage zur versuchstechnischen Festlegung der erforderlichen Schichtdicken fehlt bzw. liegt nur in einem ersten noch nicht anwendungsreifen Entwurf vor (neuer Teil 9 der EN 13381). Die Schichtdickentabellen der Zulassungen können daher nicht direkt angewendet werden, und in der Regel ist für die Anwendung eine Zustimmung im Einzelfall einzuholen. In jedem Fall ist zu beachten, dass im Brandfall der Träger in den meisten Fällen durch Ausknicken des Reststegs des Trägers zwischen den Öffnungen versagt. Dieser Versagensmodus ist stark durch die im Brandfall nichtlineare Materialkennlinie des Stahls geprägt. Zur Bestimmung der kritischen Versagenstemperatur der Bauteile ist daher in der Regel eine geometrisch und physikalisch nichtlineare Berechnung nötig, eine transiente Berechnung erlaubt genauere Aussagen zum Versagenszeitpunkt. Ist die kritische Versagenstemperatur des Bauteils bekannt, können erforderliche Trockenschichtdicken bestimmt werden (Bilder 5 und 6).

Werden Rohre durch Trägeröffnungen geführt, ist zwischen 60 mm und 80 mm Platz zum Aufschäumen des Dämmschichtbildners vorzusehen. Bei einzelnen Produkten genügen kleinere Vorhaltemaße, die im Anwendungsfall mit dem Hersteller des Dämmschichtbildners abzustimmen sind.

Bei einer Brandbelastung von 30 Minuten Einheitstemperaturkurve konnte durch Versuche in Einzelfällen nachgewiesen werden, dass Lüftungsrohre eine abschirmende Wirkung im Sinne eines Hitzeschildes besitzen, so

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Bild 6. Geometrisch und physikalisch nichtlineare Berechnung der Träger im Brandfall Fig. 6. Geometrically and physically nonlinear calculation of the beams in case of fire

dass in diesen Fällen die Abstände zwischen beschichtetem Bauteil und Rohr reduziert werden konnten. Die Ergebnisse sind jedoch nicht übertragbar, so dass in jedem Einzelfall ein experimenteller Nachweis notwendig ist. Bei längeren Branddauern geht die abschirmende Wirkung dünner Bleche verloren, da diese dann aufgrund ihrer eigenen hohen Temperaturen selbst in erheblichem Maße Wärme abstrahlen (Bilder 7 und 8).

4.5 Anwendung bei Zugstäben Die aktuellen Zulassungen des Deutschen Instituts für Bautechnik schränken bei Zugstäben aus I- und H-Profilen den Ausnutzungsgrad im Brandfall zu µi ≤ 0,5 ein. Grund dafür ist das Auftreten von Querrissen, die mit dem Auftreten großen Dehnungen, wie sie bei Zugstäben auftreten können, korreliert sind. Aus baupraktischer Sicht stellt dies keine große Einschränkung dar, da im Brandfall µi mit Hilfe der außergewöhnlichen Lastkombination ermittelt wird und in den meisten Fällen unterhalb dieser Grenze liegt.

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5 Bauteile mit Kontakt zu Fassaden und Trapezblechen

Bild 7. Brandversuch an einem halbierten Wabenträger des multifunktionalen Deckensystems Topfloor Integral mit Rohrdurchführung Fig. 7. Fire test on a halved honeycomb beam of the multifunctional ceiling system Topfloor Integral with pipe penetration

Bild 8. Nach 30 Minuten ISO-Normbrand ist nur ein geringer Einfluss des Rohres erkennbar Fig. 8. After 30 minutes ISO-standard fire only a small influence of the pipe is visible

Zugstäbe aus Rundstahl, wie sie häufig bei Verbänden in Zugstabsystemen eingesetzt werden, sind aktuell nicht über die Zulassungen abgedeckt. Ihre Anwendung in Kombination mit Dämmschichtbildnern ist nach aktuellem Wissensstand als problematisch anzusehen. In einem aktuell an der Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung in Berlin (BAM) durchgeführten Forschungsprojekt wurden von Hothan und Häßler Brandprüfungen an 42 belasteten und 25 unbelasteten Versuchsstäben durchgeführt [7], [8].

Bei diesen Versuchen zeigte sich eine mehr oder weniger zufällige und nicht voraussagbare Rissbildung, die vornehmlich in der Aufschäumphase auftrat. Diese wird begünstigt durch geringe Durchmesser und geringe Trockenschichtdicken sowie bei Querrissen durch die Zugbeanspruchung. Bei horizontalen Zuggliedern zeigte sich zudem bei Längsrissen ein Abrutschen des Dämmschichtbildners. Ähnlich wie bei den Hohlprofilen wirken sich größere Schichtdicken günstig aus und führen in gewissen Grenzen zu einem Rissheilungsvermögen. Das abschließende Ergebnis dieser Forschungen ist noch ausstehend.

Insbesondere im Industrie- und Gewerbebau sind häufig Brandschutzmaßnahmen an Stahlprofilen notwendig, die Kontakt zu raumabschließenden Bauteilen wie Kassettenfassaden, Sandwichprofilen oder Trapezblechen aufweisen.

Nach DIN 4102-4 [9] sind bei geschützten Stahlbauteilen die anschließenden Konstruktionselemente in Abhängigkeit der Feuerwiderstandsklasse ebenfalls zu schützen.

Neue Erkenntnisse, wann ein Schutz anschließender Bauteile zu empfehlen ist und wann nicht, liefert das am Lehrstuhl für Metallbau der Technischen Universität München und am Institut für Stahlbau der Leibniz Universität Hannover durchgeführte Forschungsprojekt IGF 17200 N – Optimierter Einsatz intumeszierender Anstriche im Stahlbau [4]. Neben wichtigen Erkenntnissen zum Aufschäumverhalten der Dämmschichtbildner und deren numerischer Simulation [10] wurden dabei im Brandlabor Dachau der Technischen Universität München großmaßstäbliche Versuche an Stützen mit Kontakt zu Fassadenelementen und an Trägern mit Kontakt zu Trapezprofilen durchgeführt.

In einer ersten Versuchsserie wurden dabei typische Außenstützen von Industriebauten getestet. Dazu wurde ein neuartiger Versuchsaufbau in Anlehnung an DIN EN 13381-8 [11] entwickelt. Der Versuchstand bestand aus einem im Brandofen des Brandlabors integrierten aus Fassadenelementen zusammengesetzten Turm. Dieser war nach oben offen und wurde realitätsnah während des Brandversuchs mit Luft mit Raumtemperatur ventiliert.

Die zu prüfenden Stützen selbst waren an den Außenseiten des Turms im Brandraum des Prüfofens angebracht und mit den Fassadenelementen in der im Industriebau üblichen Art und Weise mit selbstbohrenden Schrauben verbunden. Diese Prüfanordnung ermöglicht damit eine realitätsnahe Prüfung von je acht Stützen und einer zusätzlich vierseitig beflammten Stütze in einem Brandversuch.

Als Stützenprofile wurde den Empfehlungen in [11] folgend HEA 200 und HEM 200 geprüft, die sich aufgrund

Bild 9. In den Brandofen integrierter Turm aus Fassadenelementen mit geschützten Stützen Fig. 9. Tower made of façade elements with protected columns integrated in the furnace of the test site

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Bild 12. Ergebnisse der Stützenversuche: Nur in 4 % der Fälle war der beplankte Flansch wärmer als der freie Fig. 12. Result of the columns tests: In only 4 % of the cases, the flange with contact to the façade had higher temperatures than the flange without contact Bild 10. Obere Öffnung des Turms mit Ventilationseinrichtung Fig. 10. Upper opening of the tower and ventilation equipment

Bild 11. Stütze mit aufgeschäumtem Anstrich nach einem der Brandversuche Fig. 11. Column with foamed coating after one of the fire tests

ihrer unterschiedlichen Massigkeit in ihrem Erwärmungsverhalten unterscheiden (Bilder 9 bis 11).

Insgesamt wurden zwei Versuche mit einer Brandwirkung nach Einheitstemperaturkurve von 30 Minuten durchgeführt. Dabei wurden ein Versuch mit einer Kassettenfassade mit Mineralwollfüllung und ein weiterer Versuch mit Polyurethan-Sandwichprofilen ohne Feuerwiderstandsdauer durchgeführt. Es wurden sowohl dreiseitig beschichtete als auch vierseitig beschichtete Stützen geprüft. Die dreiseitige Beschichtung entspricht dabei der Situation einer Baustellenapplikation, während die vierseitige Beschichtung einer Werksapplikation entspricht. Die anschließenden Fassadenelemente wurden bei den Versuchen nicht beschichtet. Die Versuche wurden mit dem am Institut für Stahlbau der Leibniz Universität Hannover entwickelten numerischen Modell nachgerechnet [4].

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Bei den Versuchen trat, unabhängig von der Fassadenart, nur bei 4 % der Messungen der Fall auf, dass der beplankte, in Kontakt mit der Fassade stehende Flansch der Stützen wärmer war als der freie Flansch (Bild 12). Das Erwärmungsverhalten glich in allen geprüften Fällen dem einer vierseitig beschichteten und allseitig beflammten Stütze.

Während bei den numerischen Simulationen ein positiver Einfluss einer vierseitigen Beschichtung erkennbar war, konnte dieser in den Versuchen nicht bestätigt werden. Dies ist darauf zurückzuführen, dass in den Simulationen von einem flächigen Kontakt zwischen Außenseite der Stützen und den Fassadenelementen ausgegangen wurde. In diesem Fall macht sich aufgrund ihrer Wärmeleitfähigkeit auch eine nicht aufgeschäumte Brandschutzbeschichtung positiv bemerkbar, und vierseitige Beschichtungen verhalten sich günstiger als dreiseitige Beschichtungen. Bei realen Fassadenelementen treten jedoch aufgrund des Temperaturgradienten in der Fassade immer Verwölbungen auf. Diese reduzieren, wie in Bild 11 ersichtlich ist, den Kontakt zwischen Fassadenelement und Stützenflansch stark, so dass sich in weiten Bereichen kleine Luftpolster bilden, die aufgrund ihrer Kleinheit eine Konvektion nur stark eingeschränkt zulassen und die Wärmeleitung zwischen Fassade und Stützenflansch in weiten Bereichen unterbrechen. Ein Wärmeübertrag zwischen Fassadenelement und Stütze findet daher vor allem über Strahlung statt. Dieses Verhalten dominiert den Wärmetransport zwischen Fassadenelement und Stütze und führt dazu, dass der Einfluss der vierseitigen Beschichtung in den Brandversuchen nicht nachweisbar ist.

Die Anwendbarkeit der Ergebnisse ist allerdings durch den im Projekt untersuchten Parameterbereich eingeschränkt, der durch die die Versuche ergänzenden numerischen Untersuchungen erheblich erweitert werden konnte.

Aus Sicht der Autoren kann auf einen Schutz der angrenzenden Fassadenelemente immer dann verzichtet werden, wenn folgende Randbedingungen eingehalten werden: – A/V ≤ 150 m–1 oder – A/V ≤ 200 m–1 und Flanschbreite ≥ 200 mm – Sandwich mit Polyurethan- oder Mineralwollfüllung, oder Kassettenfassade mit Mineralwollfüllung – Erforderlicher Feuerwiderstand der Stütze F 30 (R30) Im gleichen Forschungsprojekt wurden auch Versuche zum Zusammenwirken geschützter Stahlprofile mit unge-

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schützten Trapezblechen durchgeführt. Beim Versuchsaufbau wurde sich wieder an DIN EN 13381-8 [11] orientiert.

Zur Versuchsdurchführung wurde der Ofen des Brandlabors Dachau der Technischen Universität München mit einer temporären Belastungseinrichtung ausgestattet. In insgesamt vier Brandversuchen (30 Minuten ETK-Belastung) wurden dabei je vier mit ca. 60 % ihres plastischen Biegewiderstand belastete Träger aus HEA 200- und HEM 200Profilen mit 4,0 m Länge in Kombination mit zwei unterschiedlichen Trapezblechen geprüft (Bild 13). Die Trapezbleche wiesen Sickenhöhen von 35 mm bzw. 135 mm auf.

Bei allen Versuchen wurde eine übliche Mineralwolledämmung verwendet. Die Versuchsträger waren entweder dreiseitig oder vierseitig beschichtet. Bei Trägern mit dreiseitiger Beschichtung blieb immer der Oberflansch unbeschichtet. Bei den Versuchen wurde jeweils zusätzlich ein vierseitig beflammter Referenzträger mit geprüft (Bilder 14 bis 17).

Unabhängig von der Tatsache, ob der obere Flansch beschichtet war oder nicht, variierte die Temperatur des

Oberflansches über die Trägerlänge nur wenig. Bei vierseitiger Beschichtung hat der zusätzliche Wärmeeintrag durch das Trapezblech nur einen geringen Einfluss, da in der Regel aufgrund temperaturbedingter Verwölbungen des Trapezblechs kein voller Kontakt zwischen Träger und Trapezblech vorhanden war. Dies führte, ähnlich wie bei den Stützenversuchen, zu einer starken Einschränkung der Wärmeleitung zwischen Trapezblech und Träger. Die in den an der Leibniz Universität Hannover durchgeführten numerischen Simulationen unter Annahme von vollem Kontakt erhaltenen Wärmepeaks unterhalb der Profilblechsicken konnten in den Versuchen nicht bestätigt werden, ihr Auftreten ist aber dennoch nicht ganz ausgeschlossen [4].

Bei dem untersuchten Profilblech mit einer Sickenhöhe von nur 35 mm wirkte das Blech offensichtlich wieder als Hitzeschild und schirmte den Oberflansch ab. Zudem lag in diesen Fällen offensichtlich nur eine eingeschränkte Konvektion vor. Beide Effekte führten dazu, dass in einigen Fällen der Energieeintrag am Oberflansch

Bild 13. Versuchsaufbau der Trägerversuche Fig. 13. Test arrangement of the beam tests

Bild 15. Aufgeschäumter Dämmschichtbildner im Fall eines vierseitig beschichteten Trägers Fig. 15. Foamed intumescent in case of a four-sided coated beam

Bild 14. Blick in den Brandofen vor Durchführung der Trägerversuche Fig. 14. View inside the furnace before the beam tests

Bild 16. Oberer Flansch im Fall eines dreiseitig beschichteten Trägers Fig. 16. Upper flange in case of a three-sided coated beam

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Bild 17. Erwärmungsverhalten eines dreiseitig beschichteten Trägers mit aufliegendem Trapezblech Fig. 17. Temperature development of a three-side coated beam with trapezoidal sheeting

so klein war, dass der Dämmschichtbildner nicht oder in einem nur sehr geringen Maße aufschäumte.

Generell zeigt sich, dass nach dem bisherigen Kenntnisstand bei einer F30-Anforderung auf eine vierseitige Beschichtung nur in Fällen sehr kompakter Profile mit A/V < 100 in Kombination mit Profilblechen mit sehr niedriger Sickenhöhe verzichtet werden könnte. Kann eine vierseitige Beschichtung dennoch nicht ausgeführt werden, muss im Brandfall mit einer, gegenüber einem vierseitig beflammten geschützten Referenzbauteil, erhöhten Bauteiltemperatur gerechnet werden. Dies kann z. B. dadurch berücksichtigt werden, dass der Brandschutz der drei zugänglichen Seiten für eine gegenüber den Ergebnissen einer Berechnung nach DIN EN 1993-1-2 [1] reduzierten kritischen Versagenstemperatur des Bauteils ausgeführt wird.

Für Bauteile mit A/V < 100 empfiehlt es sich, die Trockenschichtdicke des Dämmschichtbildners für eine um 100 K reduzierte Versagenstemperatur des Bauteils zu dimensionieren, für Bauteile mit A/V-Werten > 100 wird eine um 200 K reduzierte Versagenstemperatur empfohlen.

Bei vierseitig beschichteten Profilen kann der negative Einfluss der Trapezprofile ebenfalls durch eine Erhöhung der Trockenschichtdicke kompensiert werden. Dazu wird zunächst die kritische Versagenstemperatur des Bauteils nach DIN EN 1993-1-2 [1] bestimmt. Für Profile mit A/V < 100 K wird die Trockenschichtdicke des Dämmschichtbildners wieder für eine um 100 K reduzierte Versagenstemperatur bestimmt, für Bauteile mit A/V-Werten > 100 wird zur Bestimmung der Trockenschichtdicke eine um 150 K reduzierte Versagenstemperatur empfohlen. Beispielsweise wäre bei einer rechnerischen Versagenstemperatur eines Trägers von Tcrit = 600 °C und A/V = 200 die Trockenschichtdicke demnach für eine maximale Temperatur von 450 °C nach 30-minütiger ETK-Belastung zu bemessen. Die Werte der Trockenschichtdicken können dabei den Europäischen Technischen Zulassungen (ETA‘s) der einzelnen Produkte entnommen werden. Dabei ist von einer vierseitigen Beflammung auszugehen. Dieses Vorgehen führt allerdings zu einer signifikanten Erhöhung der erforderlichen Trockenschichtdicken und kann daher schnell unwirtschaftlich werden. Durch eine Überdimensionierung der Profile kann die kritische Versagenstemperatur der Träger beeinflusst werden und gibt dem planenden Ingenieur die Möglichkeit zur weiteren Optimierung.

Die Ergebnisse des Forschungsprojektes sind bisher nicht in Zulassungen oder Normen eingeflossen und es besteht hier auch noch weiterer Forschungsbedarf, um die Ergebnisse weiter abzusichern. Daher gilt bis auf weiteres die aktuelle Regelung der DIN 4102-4 [9], die eine Beschichtung der Trapezprofile seitlich der Träger vorschreibt. Eine Abweichung davon würde aus Sicht der Autoren eine Zustimmung im Einzelfall erfordern.

6 Optimierung der Beschichtung von Stahl- und Verbundträgern mit Hilfe des Euronomogramms Die aktuell enthaltenen Regelungen der DIN EN 1993-1-2 [1] und der DIN EN 1994-1-2 [2] lassen im Zusammenspiel mit den Europäischen Technischen Zulassungen der einzelnen Produkte eine Optimierung der Trockenschichtdicken zu (Tabelle 1).

Die in den älteren Zulassungen angegebenen pauschalen und nur vom A/V-Verhältnis abhängigen Werte beziehen sich auf eine Versagenstemperatur des Stahlprofils von 500 °C. In vielen Fällen werden Stahl- oder Verbundbauteile jedoch bei Raumtemperatur nicht zu 100 % ausgenutzt, so dass im Brandfall das Versagen erst bei höheren Temperaturen auftritt. Für nicht stabilitätsgefährdete

Tabelle 1. Erforderliche Trockenschichtdicke eines reaktiven Brandschutzsystems in Abhängigkeit der Stahltemperatur nach 60 Minuten ISO-Normbrand Table 1. Required dry film thickness of an intumescent as a function of the steel temperature after 60 minutes ISO standard fire

16

A/V [1/m]

500 °C

550 °C

600 °C

650 °C

700 °C

750 °C

140

3,540

3,042

2,653

2,259

1,863

1,420

160

3,803

3,264

2,845

2,423

2,002

1,534

180

4,029

3,454

3,008

2,561

2,119

1,630

200

4,226

3,619

3,148

2,680

2,218

1,712

220

4,400

3,762

3,270

2,783

2,305

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Stahlbauteile kann die kritische Versagenstemperatur dabei sehr einfach mit Hilfe des Euronomogramms bestimmt werden [12]. In [12] finden sich auch Diagramme zur Bestimmung der kritischen Versagenstemperatur von Stützen.

Insbesondere bei Verbundträgern mit Teilverbund treten in der Regel im Brandfall Versagenstemperaturen deutlich größer als 500 °C auf. Dies ist darauf zurückzuführen, dass die Tragfähigkeit der Kopfbolzen im Brandfall langsamer abnimmt als die Streckgrenze des Baustahlquerschnitts.

Da nach DIN EN 1994-1-1 [13] bei Raumtemperatur für die Bemessung der Kopfbolzendübel auf der Materialseite Teilsicherheitsbeiwerte γv zwischen 1,25 und 1,5, für den Baustahl bei nicht stabilitätsgefährdeten Bauteilen aber nur γM0 = 1,0 zu berücksichtigen sind, steigt im Brandfall der rechnerische Verdübelungsgrad zunächst stark an und der Biegewiderstand des Trägers erhöht sich signifikant.

Geht man davon aus, dass die Träger bei Raumtemperatur zu 100 % ausgenutzt werden, ist mit einem Versagen des Trägers dann zu rechnen, wenn er nur noch ca. 60 % der Tragfähigkeit bei Raumtemperatur besitzt, da dann alle Sicherheiten auf der Lastseite aufgebraucht sind. Damit ergeben sich typische kritische Versagenstemperaturen der Verbundträger zwischen 650 und 700 °C. Hier lohnt es sich, die Möglichkeiten der Europäischen Zulassungen auszunutzen und die Schichtdicken zu optimieren. Wie man aus Tabelle 1 erkennen kann, führt die Berücksichtigung einer kritischen Versagenstemperatur von 650 °C gegenüber dem Standardwert von 500 °C bereits zu einer Reduktion der erforderlichen Schichtdicken um ca. 40 %, die nahezu linear mit der Reduktion der Kosten einhergeht.

Zu beachten ist, dass bei ungeschützten Trägern die DIN EN 1994-1-2 [2] im Brandfall einen Verdübelungsgrad von 100 % vorschreibt, um das Abscheren der Dübel aufgrund der Ausdehnung des Stahlprofils während des Erwärmungsvorgangs zu vermeiden. Da die mechanische Belastung der Dübel aus ständigen Lasten dieser Einwirkung entgegengesetzt ist, ist dies eine relativ konservative Festlegung, die jedoch durch einen minimalen Verdübelungsgrad von ca. 65 % bei Raumtemperatur einfach einzuhalten ist. Der aus der Ausdehnung des Stahlprofils herrührende auf die Dübel wirkende Zwang ist im Wesentlichen abhängig vom E-Modul und der Streckgrenze des Stahlprofils, zweier ebenfalls mit der Temperatur veränderlicher Größen. Er erreicht sein Maximum in der Regel bei Stahltemperaturen zwischen 350 °C und 500 °C, woraus abzuleiten ist, dass die Regelung der DIN EN 1994-1-2 nicht nur für ungeschützte, sondern sinngemäß auch für geschützte Träger anzuwenden wäre (Bilder 18 und 19).

In Bild 20 ist ein Teil eines ungeschützten Stahlverbundträgers nach einem realen Parkhausbrand dargestellt, bei dem Temperaturen von ca. 1200 °C erreicht wurden, die nicht zu einem Versagen des komplett ungeschützten Tragwerks führten. Neben dem interessanten Phänomen der Ausbildung von Zugfeldern zum Querkraftabtrag ist deutlich zu erkennen, dass die Kopfbolzendübel dieses Trägers aufgrund der genannten Zwangsbeanspruchung weder abscherten noch plastische Verformungen aufwiesen. Der Zwang wurde also einerseits durch Abbau der aus den mechanischen Lasten herrührenden Beanspruchung der Kopfbolzendübel und andererseits durch eine Verfor-

Bild 18. Rechnerische Abminderung der Tragfähigkeit eines Kopfbolzendübels im Brandfall im Vergleich zur Abminderung der Streckgrenze des Baustahls bei einem Verbundträger (Durchmesser KD = 19 mm, Beton: C 30/37) Fig. 18. Calculated reduction of the bearing capacity of a shear stud in case of fire compared to the reduction of the yield strength of the structural steel in a composite beam (shear stud diameter = 19 mm KD , concrete C 30/37)

Bild 19. Bezogener Biegewiderstand eines Verbundträgers im Brandfall (IPE 240, S 355, mit Vollbetonplatte d = 14 cm und 60 % Verdübelungsgrad bei Raumtemperatur) Fig. 19. Related bending resistance of a composite beam in case of fire (IPE 240, S 355, with concrete slab d = 14 cm and 60 % partial shear connection at room temperature

mung des Trägers nach unten zumindest in großen Teilen wieder abgebaut. Der tatsächlich für Aufnahme der Zwangsbeanspruchung aus Temperaturdehnung des Stahlprofils notwendige minimale Verdübelungsgrad könnte möglicherweise also deutlich niedriger sein, als es die aktuellen Regelungen vorsehen und ist Gegenstand aktueller Forschungen.

Eine weitere Möglichkeit der Optimierung des Brandschutzes von Verbundkonstruktionen stellt die Ausnutzung der Membranwirkung von Verbunddecken dar, über die unter anderem in [14], [15] und [16] berichtet wurde. Insbesondere das in [16] vorgestellte Verfahren erlaubt eine

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Literatur

Bild 20. Teil eines Verbundträgers nach einem Parkhausbrand Fig. 20. Part of a composite beam after a severe car park fire

ingenieurmäßige Bemessung der Decken im Brandfall unter Berücksichtigung der Zwangsbeanspruchung aufgrund der Temperatureinwirkung. Die Anwendung des Verfahrens erlaubt es auch bei einer F60-Anforderung, ca. 40 % der Verbundträger gänzlich ungeschützt zu lassen und trägt zu einer erheblichen Reduzierung der Kosten für den Brandschutz bei.

7 Zusammenfassung Die Anwendung reaktiver Brandschutzsysteme im Stahlbau hat sich seit vielen Jahren bewährt. Neue Produkte und die Einführung der Eurocodes in Kombination mit Europäischen Technischen Zulassungen (ETA‘s) haben in den letzten Jahren zu einer erheblichen Steigerung der Wirtschaftlichkeit beigetragen. Unterstützt wird diese Entwicklung durch aktuelle Forschungen, die den Anwendungsbereich erweitern und zur optimierten Anwendung wesentliche Beiträge liefern. Nichts desto trotz müssen dem Anwender Möglichkeiten und Grenzen der Produkte bekannt sein, um Fehler zu vermeiden. In diesem Aufsatz wurde daher versucht, den aktuellen Stand dieser Möglichkeiten und Anwendungsgrenzen aufzuzeigen und darüber hinaus auf die vielfältigen Möglichkeiten hinzuweisen, die dem planenden Ingenieur einen optimierten Einsatz dieser Produkte erlauben.

Dank Das in Abschnitt 5 dieses Aufsatzes vorgestellte und gemeinsam mit dem Institut für Stahlbau der Leibniz Universität Hannover durchgeführte IGF-Vorhaben 17200 N „Optimierter Einsatz intumeszierender Anstriche im Stahlbau“ des Deutschen Ausschuss für Stahlbau DASt wurde über die AiF im Rahmen des Programms zur Förderung der industriellen Gemeinschaftsforschung (IGF) vom Bundesministerium für Wirtschaft und Technologie aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestages gefördert.

Hierfür bedanken sich die Forschungspartner.

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[1] DIN EN 1993-1-2: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Teil 1-2: Allgemeine Regeln. Berlin: Deutsches Institut für Normung, Dezember 2010.

[2] DIN EN 1994-1-2: Eurocode 4: Bemessung und Konstruktion von Verbundtragwerken aus Stahl und Beton – Teil 1-2: Allemeine Regeln – Bemessung für den Brandfall. Berlin: DIN Deutsches Institut für Normung, November 2006.

[3] Mensinger, M., et al.: Nutzung der Membranwirkung von Verbundträger-Decken-Systemen im Brandfall. Forschungsbericht IGF 16142 N. Düsseldorf: Deutscher Ausschuß für Stahlbau, DASt, 2012.

[4] Mensinger, M., et al.: Optimierter Einsatz intumeszierender Anstriche im Stahlbau. IGF 17200 N. Düsseldorf: Deutscher Ausschuß für Stahlbau DASt, 2014.

[5] Brux, G.: Brandschutzbeschichtungen auf Stahl − Haltbarkeit und Weiterentwicklungen. Stahlbau 82 (2013), H. 2, S. 142–144.

[6] Raveglia, E.: Grundlagen der Bemessung von intumeszierenden Brandschutzsystemen im Stahlbau. Dissertation. Eidgenössische Technische Hochschule Zürich, Institut für Baustatik und Konstruktion, 2008.

[7] Hothan, S., Häßler, D.: Zur Anwendung reaktiver Brandschutzsysteme auf Stahlzuggliedern. Bauphysik 34 (2012), H. 6, S. 275–285.

[8] Hothan, S., Häßler, D.: Über die Entwicklung von Anwendungsregeln für reaktive Brandschutzsysteme auf Stahlzuggliedern. Festschrift Schaumann. Leibniz Universität Hannover, Institut für Stahlbau, 2014.

[9] DIN 4102-4:1994-03: Brandverhalten von Baustoffen und Bauteilen − Zusammenstellung und Anwendung klassifizierter Baustoffe, Bauteile und Sonderbauteile. Berlin: Deutsches Institut für Normung, 1994.

[10] Schaumann, P., Tabeling, F., Weisheim, W.: Erwärmungsverhalten dämmschichtbildender Brandschutzsysteme im Stahlbau. Stahlbau 83 (2014), H. 9, S. 646–651.

[11] DIN EN 13381-8: Prüfverfahren zur Bestimmung des Beitrages zum Feuerwiderstand von tragenden Bauteilen. Teil 8 – Reaktive Ummantelung von Stahlbauteilen. Berlin: Deutsches Institut für Normung, 2010.

[12] Mensinger, M., Stadler, M.: Aktualisierte Diagramme zur Bemessung von Stahlkonstruktionen für den Brandfall nach Eurocode 3. Stahlbau 78 (2009), H. 4, S. 253–258.

[13] DIN EN 1994-1-1: Eurocode 4: Bemessung und Konstruktion von Verbundbauwerken aus Stahl und Beton – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Anwendungsregeln für den Hochbau. Berlin: Beuth Verlag, Juli 2006.

[14] Mensinger, M., Schaumann, P., Stadler, M., Sothmann, J.: Membranwirkung von Verbunddecken bei Brand – Stand der Technik. Stahlbau 79 (2010), H. 4, S. 298–305.

[15] Mensinger, M., Stadler, M.: Membranwirkung von Verbunddecken bei Brand – Experimentelle Untersuchungen. Stahlbau 80 (2011), H. 8, S. 561–565.

[16] Stadler, M., Mensinger, M.: Simplified finite element analyses for fire design of slabs including membrane action. Steel Construction 7 (2014), No. 1, pp. 1–7.

Autoren dieses Beitrages: Prof. Dr.-Ing. Dipl. Wirt.-Ing. (NDS) Martin Mensinger, mensinger@tum.de Dipl.-Ing. (FH) Peter Kraus M.Eng., Technische Universität München, Lehrstuhl für Metallbau, Arcisstraße 21, 80333 München

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Fachthemen Peter Hammacher

DOI: 10.1002/stab.201510231

Bauzeitverzögerungen bei Stahlbauprojekten Rechtlicher Rahmen, Konfliktprävention und Konfliktlösung Ob ein Stahlbauprojekt konfliktfrei abgewickelt werden kann, hängt wesentlich von der Mitwirkung des Auftraggebers, z. B. der Planung, der Beistellung und der Koordination ab.

Durch Änderungs- und Zusatzwünsche oder externe Einflüsse kann es zu Bauzeitverlängerungen und damit zu Mehrkosten für den Auftragnehmer kommen. Das Stahlbau-Unternehmen steht in der Liefer- und Leistungskette weit hinten, sodass sich zeitliche Verzögerungen der vorangegangenen Werke vor allem bei ihm kumulieren. Aus der Bauzeitverzögerung resultierende Mehrkosten kann der Auftragnehmer im Wesentlichen auf drei Anspruchsgrundlagen aufbauen, die jedoch unterschiedliche Anforderungen stellen und frühzeitig – bereits baubegleitend – beachtet und erfüllt werden müssen. Vermeiden lassen sich solche Konflikte jedoch nur durch vorausschauende Vertragsgestaltung. Dabei sollte daran gedacht werden, außergerichtliche Streitbeilegungsverfahren zu vereinbaren.

Delays in the steel construction progress – Legal framework, conflict prevention and conflict resolution. Steel construction heavily depends on employers‘ planning, provision of ground and material, coordination of the construction progress. Due to changes and additional requests or other interferences in the construction process, it often comes to time shifts or extensions and thus to additional costs for the contractor. Since the erection of steel construction comes at the very end precedent delays may cumulate. The Contractor may base his claims on three main legal grounds but needs to be aware of different legal requirements. An early contract management and a good documentation are essential. Conflicts resulting there from can be avoided by the forward-looking drafting of the contract, including stipulations on alternative dispute resolutions.

1 Bauzeitverzögerungen – Herausforderung für die kaufmännische Projektabwicklung Gäbe es die nach oben offene RichterSkala nicht nur für Erdbeben, sondern auch für Zivilprozesse, die Stärke 7 auf dieser Richter-Skala wäre bei Bauprozessen schnell überschritten. Bauablaufstörungen und Bauzeitverlängerungen führen zu den ärgerlichsten, schwierigsten und langwierigsten gerichtlichen Auseinandersetzungen. Das gilt nicht zuletzt für Projekte mit Stahlbau-Anteil: Die Stahlbauleistungen hängen wesentlich von bauseitiger Planung und Vorleistungen ab. Zur Stahlbau-Montage kommt es erst relativ spät, bis dahin können sich die Probleme bereits akkumuliert haben und der Stahlbau-Unternehmer hat es auszubaden. Seine Mehrkosten-Forderungen kann der Auftragnehmer im We-

sentlichen auf drei verschiedenen rechtlichen Anspruchsgrundlagen aufbauen. Doch sind deren Voraussetzungen unterschiedlich, was er bereits bei der Projektbearbeitung beachten muss.

1.1 Vergütungsanspruch Belastungen, die sich aus der Bauzeitverlängerung ergeben, können als Teil des Vergütungsanspruchs angesehen werden. Die Mehrkosten sind dann bei der Bildung eines neuen Preises zu berücksichtigen. Dieser neue Preis wird nach den Grundlagen der Preisermittlung bewertet (vgl. § 2 Abs. 5,6 VOB/B).

Haben sich die kalkulierten Ansätze aufgrund von Änderungen des Bauentwurfs oder sonstiger Anordnungen des Auftraggebers, die zu der Bauzeitverlängerung geführt haben, erhöht, so gehen sie in die Neuberechnung des jeweiligen Einheitspreises ein. Der

Auftragnehmer muss darlegen, dass es sich tatsächlich um solche aus der Sphäre des Auftraggebers stammenden Änderungen oder sonstige Anordnungen handelt. Bei ausweichendem Verhalten des Auftraggebers muss notfalls eine ausdrückliche Anordnung verlangt werden. Berechnet man die Vergütung für die Bauzeitverlängerung auf dieser Anspruchsgrundlage, sind die gleichen Anforderungen zu stellen, wie sie auch sonst für Nachträge aus geänderten oder zusätzlichen Leistungen bestehen. Ausgangspunkt für die Betrachtung ist der Zeitpunkt des Vertragsschlusses bzw. die dem Vertragsschluss zugrunde gelegte Urkalkulation des Auftragnehmers.

1.2 Schadensersatzanspruch Daneben (einige sagen stattdessen, wieder andere lehnen den Vergütungsanspruch ganz ab) besteht die Möglichkeit, den Auftraggeber wegen Behinderung auf Schadensersatz in Anspruch zu nehmen (vgl. § 6 VOB/B).

Die Berechnungsmethode ist eine andere als bei den Nachträgen aus geänderter oder zusätzlicher Leistung.

Hier wird betrachtet, welche Vermögenssituation der Auftragnehmer gehabt hätte, wenn es die Bauzeitverlängerung nicht gegeben hätte. Diese Vermögenssituation wird verglichen mit der Vermögenssituation, die nun nach der Bauzeitverlängerung für den Auftragnehmer entstanden ist (Vorher/ Nachher-Vergleich). Bei dieser Methode kommt es auf die ursprüngliche Kalkulation nicht entscheidend an.

Der Auftragnehmer macht die tatsächlichen Kosten, die ihm aus der schadensstiftenden Handlung entstanden sind, geltend. Nach § 6 VOB/B muss sich der Auftragnehmer allerdings ge-

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fallen lassen, dass kein Gewinn ersetzt wird. Da es sich um einen Schadensersatzanspruch handelt, muss der Auftragnehmer auch darlegen, dass der Auftraggeber seine vertraglichen Verpflichtungen schuldhaft verletzt hat.

So führt zum Beispiel schlechtes Wetter, das eine Bauzeitverzögerung mit sich bringt, nicht zu einem Schadensersatzanspruch. Auch muss sich nach einer verbreiteten Rechtsmeinung der Auftraggeber Versäumnisse oder Verfehlungen anderer von ihm beauftragter Unternehmen in der Regel nicht zurechnen lassen, sofern er sie nicht gerade zur Erfüllung seiner vertraglichen Pflichten gegenüber dem Auftragnehmer einsetzt. Ursache und Wirkung müssen sauber dokumentiert und herausgearbeitet werden.

1.3 Entschädigungsanspruch Schließlich kann sich ein Anspruch auf angemessene Entschädigung ergeben, wenn der Auftraggeber seiner Mitwirkungspflicht nicht nachgekommen ist (§ 642 BGB). Dieser Anspruch gehört zu den in Literatur und Rechtsprechung zurzeit am meisten diskutierten Grundlagen. Während die einen in § 642 BGB einen Tatbestand sehen, der den Auftragnehmer für alle Nachteile entschädigen soll, die auf einer fehlenden Mitwirkungshandlung des Auftraggebers beruhen, sehen die anderen hier lediglich eine Erstattung für vorgehaltene Geräte, Material, Personal etc. für die Dauer des Annahmeverzuges. Hingegen sollen z. B. Kostensteigerungen, die sich aus der Bauzeitverzögerung ergeben, nach anderen Grundsätzen behandelt werden. Je nachdem, welcher Theorie man folgen möchte, ergeben sich sowohl Unterschiede in der Art ihrer Herleitung als auch in der Höhe des Anspruchs. Der Projektleiter muss die jeweiligen Voraussetzungen kennen, um die Fakten und Zahlen richtig aufbereiten zu können.

1.4 Sonderfälle Zu diesen klassischen Fällen der Bauzeitverzögerung aus Gründen, die in der Sphäre des Auftraggebers liegen, kommen sodann Spezialfälle bei der öffentlichen Auftragsvergabe, wenn der Zuschlag erst später als ursprünglich vorgesehen erteilt wird und sich bereits durch diese Verzögerung Kostenerhöhungen ergeben, z. B. aufgrund

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höherer Beschaffungspreise auf dem Weltmarkt. Nach der BGH-Rechtsprechung (BGH 2009-05-11, NJW 2009,2443), ist hier analog § 2 Abs. 5 VOB/B vorzugehen, mit zahlreichen Besonderheiten, die bei der Vorbereitung der Nachträge zu beachten sind.

Darüber hinaus gibt es Fälle, in denen Bauzeitverzögerungen weder aus der Sphäre des Auftraggebers noch aus derjenigen des Auftragnehmers stammen und bei denen erst durch die Auslegung des Vertrages geklärt werden muss, wer dieses Risiko trägt. Ein wichtiger Fall ist hier das so genannte Baugrund-Risiko, oder – bezogen auf den Stahlbau – das Risiko, dass das Bestandsgebäude, an das die Stahlbaukonstruktion ansetzen soll, Probleme aufweist, die zu Mehrkosten beim Auftragnehmer, insbesondere durch dadurch hervorgerufene Bauzeitverzögerungen führen. Die Behandlung dieser Fälle ist ebenfalls höchst umstritten.

Das Thema Prüf- und Hinweispflichten spielt hier eine wichtige Rolle [1]. Wenn der Vertrag – leider – nichts dazu hergibt, muss der Nachtrag entsprechend der hierzu bisher ergangenen Rechtsprechung aufbereitet werden.

2 Konflikt-Prävention Die Baubeteiligten verdienen ihr Geld mit ihrem Kerngeschäft und nicht mit Bauprozessen. Es ist deshalb im beiderseitigen Interesse, Baustreitigkeiten zu vermeiden. Eine sorgfältige Planung des Auftraggebers, eine unmissverständliche Leistungsbeschreibung und ein offener und fairer Umgang können wesentlich dazu beitragen.

Bereits bei Vertragsschluss sollten sich die Parteien intensiv darüber Gedanken machen, wie sie mit den Problemen der Bauzeit umgehen wollen. Die bloße Vereinbarung eines StandardRegelwerks, z. B. der VOB/B, genügt nicht. Notwendig ist eine realistische Betrachtung des geplanten Bauablaufs mit Identifizierung der riskanten Schnittstellen, die Festlegung eines transparenten und sinnvollen Procedere, in das sowohl Auftragnehmer als auch Auftraggeber und deren jeweilige Erfüllungsgehilfen einbezogen werden. Das Thema Prüf- und Hinweispflicht an den Schnittstellen der einzelnen Verantwortungsbereiche spielt dabei eine wesentliche Rolle [1].

Nachträge, die auf Bauzeitverlängerung beruhen, müssen gut begründet

sein, damit der Auftraggeber sie nachvollziehen und ihnen folgen kann.

Die von der Rechtsprechung entwickelten Voraussetzungen sind aber kein Selbstzweck! Sie dienen insbesondere nicht dazu, dem Auftraggeber und seinen Architekten die pauschale Kürzung von Nachträgen zu erleichtern. Gerade der öffentliche Auftrageber ist an das Gesetz gebunden. Leider zeigt sich in der Praxis ein Trend, die Prüfung von Nachträgen den beauftragten Architektur- und Ingenieurbüros zu überlassen. Hier muss ein Wandel erfolgen, denn die Nachträge sind nicht selten auf Änderungen des Bauentwurfs oder sonstige Anordnungen gerade dieser Architekten oder Ingenieure zurückzuführen. Geben sie dem Nachtrag statt, setzen sie sich wegen der Mehrkosten einem Vorwurf ihres Auftraggebers aus. Die Praxis macht das Architektur- oder Ingenieurbüro damit zum Richter in eigener Sache, was unsere Gesellschaft ethisch und rechtlich ablehnt. Diese Zumutung sollte den Architektur- und Ingenieurbüros künftig erspart werden!

Die Parteien sollten für ein baubegleitendes Konfliktmanagement sorgen. Kostenprobleme, die sich während der Bauabwicklung ergeben, können vorab und sofort sehr viel besser geregelt werden, als wenn erst im Nachhinein im Rahmen der Schlussabrechnung gestritten werden muss.

Ein neutraler Dritter kann hierbei helfen. Es gibt hierzu verschiedene Verfahrensangebote, die dem jeweiligen Bauprojekt angepasst werden können. Das kostet etwas, zahlt sich aber schnell wieder aus [2].

3 Was hat der Projektleiter im Stahlbau zu beachten?

Der kurze Ausblick hat gezeigt, dass an die Darlegung und Beweisführung erhebliche Anforderungen gestellt werden. Welche Konsequenzen ergeben sich hieraus für den Projektleiter im Stahlbau?

3.1 Allgemeine Anforderungen Dem Auftragnehmer wird es nur dann möglich sein, Forderungen wegen Bauzeitverlängerung erfolgreich durchzusetzen, wenn er über eine ausgezeichnete Dokumentation verfügt.

Das lässt sich nicht nebenbei machen; eine baubegleitende Unterstützung ist n

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bei größeren Projekten unabdingbar.

Ein strukturiertes Verfahren, unter Einsatz sinnvoller Formblätter, Messund Dokumentationstechniken muss dafür sorgen, dass der Auftragnehmer seiner Beweislast in vollem Umfange nachkommen kann unter besonderer Berücksichtigung der unterschiedlichen Anforderungen für unterschiedliche Anspruchsgrundlagen: Wer etwas haben will, muss die Voraussetzungen dafür darlegen und beweisen, dass ihm der behauptete Anspruch auch zusteht [3]. n Aufgrund der rechtlichen wie tatsächlichen Schwierigkeiten im Zusammenhang mit der Bauzeitverlängerung empfiehlt sich die frühzeitige Einschaltung von Experten. Es gibt Bausachverständige, die sich auf Bauzeitverlängerung spezialisiert haben. Diese können sowohl als von beiden Seiten beauftragte Konflikt-Manager tätig werden als auch als Privatgutachter, z. B. zur Unterstützung bei der Aufbereitung der notwendigen Claims. Eine fundierte juristische Hilfe wird allerdings dadurch nicht entbehrlich werden.

weitere Kosten aufgrund der damit verbundenen Bauzeitverzögerung verursachen könnten, die mit den geänderten Einheitspreisen nicht abgedeckt werden, kann dies zum Verlust des Anspruchs führen.

– Maßnahmen sind darzustellen, die der Auftragnehmer im Rahmen seiner Schadensminderungspflicht ergriffen hat, z. B. Umstellung des Fertigungs- und Montageablaufs, anderweitiger Einsatz der Arbeitskräfte und/oder Verbrauch von Pufferzeiten. n Diesem so aktualisierten Soll-Ablauf ist nun der tatsächliche Ist-Ablauf gegenüberzustellen. Was im Einzelnen bei diesem Soll/Ist-Abgleich zu berücksichtigen ist, wird von den Baubetrieblern sehr unterschiedlich beurteilt.

Wenn aber schon die Experten sich nicht einig sind, wird auch der Projektleiter an seine Grenzen stoßen. n Es muss dargelegt und bewiesen werden, dass die Bauzeitverzögerung von dem Auftraggeber verursacht wurde.

Behauptete Pflichtverletzungen des Auftraggebers bzw. seiner Erfüllungsgehilfen müssen nachgewiesen werden.

schenkredits oder die Inanspruchnahme eines Überziehungskredits können in die Abrechnung fließen, müssen aber sauber dokumentiert sein. Gleiches gilt für die Kosten nicht zeitgerecht zurückgegebener Sicherheiten. n Wenn später behauptet wird, dass es zu einer Unterdeckung bei den Gemeinkosten gekommen ist, müssen Soll und Ist der Gemeinkosten dargelegt werden. Eine pauschale Zuschlagskalkulation, die nicht zwischen den unterschiedlichen Gemeinkosten-Arten differenziert, ist schwerer zu verteidigen als eine detaillierte Kalkulation. n Ob auch eine Vergütung für die Bearbeitung von Nachträgen verlangt werden kann, ist höchst umstritten.

Auf jeden Fall empfiehlt es sich, während des Projektes den Zeitaufwand auch der Projektleitung und des kaufmännischen Unterbaus zu erfassen und nachvollziehbar zuzuordnen.

Wenn diese Kosten ursachengerecht auf das Projekt gebucht werden und nicht in den Gemeinkostenzuschlägen kalkuliert werden, können diese auch unmittelbar berechnet werden.

3.2 Zum Ablauf und zur haftungsbegründenden Kausalität

3.3 Zu den Mehrkosten

Stahlbau-Projekte lassen sich nur bei kooperativem Verhalten konfliktfrei abwickeln. Stehen die Zeichen auf Konflikt, sollten die zur Verfügung stehenden Instrumente der Konfliktbearbeitung schnell genutzt werden, um die durch eine Bauzeitverzögerung entstandenen Kosten nicht noch durch die Auseinandersetzungen zu erhöhen.

Der Ausgang ist freilich ungewiss: Der Projektleiter bleibt aufgefordert alles zu unternehmen, damit das StahlbauUnternehmen seiner Darlegungs- und Beweislast nachkommen kann.

Es versteht sich von selbst, dass sämtliche geltend gemachten Kosten auch belegt werden müssen. So müssen auch die Einkaufspreise belegbar sein, wenn später erhöhte Beschaffungskosten geltend gemacht werden sollen (welcher Preis für Lagerware?).

Der Rückgriff auf Angaben des statistischen Bundesamtes reicht nicht aus.

Es muss unter Umständen sogar dargelegt werden, warum die benötigte Gesamtmenge nicht vorab bestellt werden konnte, um Mehrkosten zu vermeiden (OLG Köln NJW 2013,3039). n Der erhöhte Personalaufwand schlägt sich im Stahlbau besonders stark nieder. Wichtig ist hier eine Zeiterfassung, die so aussagefähig ist, dass notfalls genau nachvollzogen kann, welcher Mitarbeiter sich um wie viel Uhr wo genau mit welcher Aufgabe beschäftigt hat, um jedem Gegenargument begegnen zu können. Das gilt sowohl für die Montage wie für die Fertigung wie für die Bau-/Projektleitung. n Werden aufgrund der Bauzeitverzögerung vereinbarte Abschlagszahlungen nicht gezahlt, muss der Auftragnehmer unter Umständen zusätzliche finanzielle Dispositionen treffen. Die Kosten für die Aufnahme eines Zwin

Die Behinderungen müssen – bei Geltung des § 6 VOB/B schriftlich – angezeigt werden, auch wann sie wieder entfallen, um den tatsächlichen Zeitraum der Behinderung erfassen zu können [3]. n Der dem Vertrag zugrundeliegende geplante Soll-Ablauf muss dargelegt werden. Ein einfacher Terminplan, der dem Vertrag als Anhang beigefügt wurde, ist eine gute Voraussetzung, reicht aber oft nicht aus. Einige Gerichte verlangen bei Bauzeitverzögerungen Darlegungen zum geplanten Personalbedarf, andere die Darlegung, dass die geplante Bauzeit ohne die Einwirkungen von außen hätte eingehalten werden können. n Anschließend muss ein neuer SollAblauf dargestellt werden, der solche Effekte berücksichtigt, die nicht dem Auftraggeber angelastet werden können, also z. B. – vom Auftragnehmer selbst verursachte Verzögerungen – Mehrleistungen, die der Auftragnehmer in Auftrag bekommen hat.

Wenn er diese Anordnung entgegennimmt, ohne gleichzeitig darauf hinzuweisen, dass diese Ausführung n

Literatur [1] Hammacher, P.: Prüf- und Hinweispflichten – Bauvertrag – Werkvertrag – Werklieferungsvertrag 2013. Heidelberg: GHC-Verlag und Seminare 2013.

[2] Hammacher, P., Erzigkeit, I., Sag, S.: So funktioniert Mediation im Planen und Bauen. 3. Aufl. Wiesbaden: Springer Fachmedien 2014.

[3] Güntzer, K.-H., Hammacher, P.: Handbuch der Auftragsabwicklung. 4. Aufl. mit ergänzenden Hinweisen. Heidelberg: GHC-Verlag und Seminare 2014.

Autor dieses Beitrages: Dr. Peter Hammacher, Rechtsanwalt – Mediation – Schiedsverfahren, Hangäckerhöfe 7, 69126 Heidelberg, ra@drhammacher.de

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Bauzeitverzögerungen im Stahlbau Anforderungen an die Darlegung von Ansprüchen Treten Bauverzögerungen ein, sind die Durchsetzung berechtigter Ansprüche und die Abwehr unberechtigter Forderungen wesentliche Ziele des Vertragsmanagements. Bauzeitenclaims bilden hierbei die sachliche Grundlage für die Durchsetzung von Bauzeitverlängerungs- und Kostenausgleichsforderungen im Rahmen von Verhandlungen zwischen den Vertragspartnern. Für eine prozessuale Auseinandersetzung werden solche Claims gutachterlich aufbereitet und sind als substantiierter Parteienvortrag von den Gerichten zu werten. Die Rechtsprechung stellt erhebliche Anforderungen an die Darlegung von Bauzeitverlängerungsansprüchen. Den verlangten Ausgleichskosten für Werk- und Montageplanung, Fertigung, Materialbeschaffung, Montage u. a. liegen bestimmte Zeitansätze zugrunde. Gerade im Stahlbau mit einem hohen Leistungsanteil außerhalb der Baustelle fehlen dem Auftraggeber häufig nachvollziehbare Angaben zur Prüfung solcher Forderungen. Zur Herbeiführung zeitnaher Vertragsmodifikationen – neue Ausführungsfristen, zusätzliche Vergütung – während der Ausführung ist dem Unternehmer die frühzeitige Offenlegung „belastbarer“ Angaben zur Preisermittlung bei Angebotsabgabe und der hierbei zugrunde gelegten Zeitfaktoren zu empfehlen. Die zeitnahe Analyse des Bauablaufs ist für ein wirkungsvolles Vertragsmanagement von zentraler Bedeutung.

Durch frühzeitiges Erkennen von Störungssachverhalten lässt sich deren wirtschaftlicher Schaden begrenzen.

Delays in the steel construction works – Claims presentation requirements. Timely analysis of the construction process is crucial to effective contract management. Early recognition of events hindering the works allows for a limitation of economic loss. In case of delays, central objectives of contract management comprise the assertion of justified claims and the dismissal of unjustified claims. At that, claims for extension of time are the factual basis for negotiations between the parties to the contract. In the context of litigation, a survey substantiating the claims is presented to the court for assessment.

Comprehensive evidence is required in accordance with applicable construction law.

Compensation payments claimed for workshop and assembly planning, pre-fabrication of steel components, material procurement, assembly, etc. are based on specific time factors. With particular regard to steel construction where a high share of works is performed off-site, employers often lack comprehensible information on pricing to evaluate such demands. To reach an agreement, it´s recommendable to provide substantiated pricing details in good time. Notification after delays have occurred often results in mistrust between the parties.

1 Risiko Bauzeit Neben den Baukosten, der Qualität der Konstruktion und Ausführung gewinnt im Wettbewerb des Projektgeschäfts die Bauzeit zunehmend an Bedeutung. Abweichungen vom vertraglich vereinbarten Bau-Soll stellen heute den Regelfall bei der Durchführung komplexer Bauprojekte dar. Dies hat zur Folge, dass bereits einzelne

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Störungen im Bauablauf zu langwierigen, den Projektablauf nicht fördernden Auseinandersetzungen zwischen Auftraggeber und Unternehmer führen. Für den Auftraggeber führt eine nicht termingerechte Fertigstellung zu Nutzungsausfallzeiten und erhöhten Zwischenfinanzierungskosten. Der Unternehmer kann nur dann wirtschaftlich erfolgreich agieren, wenn der Bauablauf weitestgehend unge-

stört verläuft. Sowohl für den Auftraggeber als auch für den Unternehmer bilden Bauzeitverzögerungen erhebliche wirtschaftliche Risiken. Zur Minimierung solcher Risiken auf Unternehmerseite bedarf es eines auf die Bauzeit fokussierten Vertragsmanagements.

2 Der bauablaufbezogene Kausalitätsnachweis Zur prozessualen Durchsetzung von Bauzeitverlängerungsansprüchen werden hohe Anforderungen an die baubetriebliche Darlegung und Nachweisführung der eingetretenen Störungen und ihrer konkreten Auswirkungen gestellt. Mit einem aktuellen Urteil vom 28.01.2014 des OLG Köln wird nochmals die Notwendigkeit, dass Bauzeitverlängerungsansprüche „bauablaufbezogen“ darzustellen sind, unterstrichen. Die theoretische Fortschreibung des Bauablaufes ohne Berücksichtigung des tatsächlichen Geschehens auf der Baustelle genügt den Anforderungen nicht. Es ist nachzuweisen, dass sich behauptete Behinderungen – diese können sich u. a. aus fehlender Baufreiheit, unvollständigen Ausführungsunterlagen oder Änderungsanordnungen zum LeistungsSoll des Auftraggebers begründen – tatsächlich zeitverschiebend ausgewirkt haben. Eine auf Basis der Netzplantechnik berechnete Verlängerung, die alleine das vertragliche Bau-Soll und einzelne Störungsereignisse erfasst, ist als theoretische Betrachtung zu werten und damit unzureichend.

Kernforderung ist der konkrete Nachweis eines tatsächlichen Zusammenhangs zwischen Störungsereignissen und hierdurch bewirkter verzögerter Bauausführung. Im o. g. Urteil werden neben dem „bauablaufbezoge-

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nen Kausalitätsnachweis“ weitere, erhebliche Anforderungen an die Nachweisführung von Bauzeitverlängerungsansprüchen verlangt. Danach muss der Unternehmer nachweisen, dass – die Bauzeit bei ungestörtem Bauablauf mit den kalkulierten Mitteln eingehalten worden wäre – er zum Zeitpunkt des Störungseintritts leistungsbereit war – die Störung nicht von ihm selbst verursacht war – es keine Umstände gegeben hat, die gegen eine Verlängerung der vertraglich vereinbarten Bauzeit sprechen. Solche Umstände können die Nutzung von Pufferzeiten oder die Umstellung des Bauablaufes sein.

Das Gericht weist ausdrücklich darauf hin, dass allgemeine Grundsätze und Schätzungen zur Nachweisführung unzureichend sind. Dies bedeutet u. a. auch, dass Literaturwerte zur Abschätzung von Effizienzverlusten kein geeignetes Mittel zum Nachweis tatsächlich eingetretener Verzögerungen sind. Die gestellten Anforderungen zur Anspruchsdarlegung lassen sich nur dann erfüllen, wenn die entsprechenden Sachverhalte baubegleitend dokumentiert und im Sinne des Kooperationsgebots dem Auftraggeber zeitnah kommuniziert werden. Bei komplexeren Maßnahmen wird hierzu ein auf die Bauzeit fokussiertes Vertragsmanagement erforderlich sein.

3 Erforderliche Leistungen des auf die Bauzeit fokussierten Vertragsmanagements Die im Rahmen des baubegleitenden Vertragsmanagements zu erbringenden Leistungen umfassen: 1. Analyse und Aufbereitung des vertraglichen Bau-Soll 2. Regelmäßige Erfassung des Bau-Ist 3. Turnusmäßige Soll-Ist-Vergleiche 4. Analyse der Störungsursachen 5. Zeitliche Bewertung der Soll-IstAbweichungen 6. Kostenmäßige Bewertung der SollIst-Abweichungen Die Leistungen bauen zeitlich und logisch aufeinander auf. Hervorzuheben ist, dass erst nach Durchlaufen der Leistungsstufen 1 bis 5 Kostenausgleichsforderungen zu bewerten sind.

Die Stufen 1 bis 5 bilden den Nachweis dem Grunde nach – Anspruch

auf Bauzeitverlängerung –, die Stufe 6 umfasst den Nachweis der Anspruchshöhe. Die Leistungsstufen überschneiden sich teilweise mit dem Projektcontrolling, so dass klare Verantwortungsbereiche und Schnittstellen durch die Projektverantwortlichen festzulegen sind; zu den Leistungsstufen im Einzelnen: 1 Analyse und Aufbereitung des vertraglichen Bau-Soll Ziel der 1. Stufe ist es, einen detaillierten Terminplan als Grundlage für den geplanten Bauablauf zu erhalten; hierbei sind zu berücksichtigen: – geschuldete Bauleistung (Bau-Soll) – erforderliche Planungsleistungen einschließlich Abläufe zur Planprüfung – technologische Abhängigkeiten innerhalb der Herstellungsprozesse und angrenzender Leistungen – Ressourcen (Personal, Geräte, Material etc.)

– auftraggeberseitige Vorleistungen (Ausführungsunterlagen, Baufreiheit etc.)

Vom Vertragsmanagement sind die oft komplexen, der Montage vorauslaufenden Prozesse der Werk- und Montageplanung sowie der Fertigung und Materiallogistik zu analysieren und entsprechend in der Terminplanung zu berücksichtigen.

Häufig enthalten Bauverträge einen Passus, nach dem vom Unternehmer innerhalb von vier bis sechs Wochen ein detaillierter Terminplan vorzulegen ist. Dies sollte unternehmerseitig als Chance begriffen werden, da somit eine gemeinsame vertragliche Basis für den weiteren Ablauf und die Bewertung von Störungen vorliegt. Ausgangspunkt von Streitigkeiten bei der Bewertung von Störungsauswirkungen ist die Frage des zugrunde zu legenden Soll-Ablaufs.

2 Regelmäßige Erfassung des BauIst Unternehmerseitig sind zu erfassen: – Leistungsstand – ausgeführte Arbeiten – Anzahl und Arbeitszeiten des eingesetzten Personals und Geräte – oder des nicht eingesetzten aufgrund von Störungen – Materiallieferungen und -transporte – Witterungsbedingungen auf der Baustelle

– Hinweise auf besondere Ereignisse – Erfassung der Planeingänge Die mangelfreie und termingerechte Erbringung der Bauleistung stellen zentrale Pflichten des Unternehmers dar. Die Erfassung des Leistungsstands bildet daher einen wesentlichen Bestandteil der baubegleitenden Dokumentation. Ohne eine zeitnahe Erfassung des tatsächlichen Ablaufs lassen sich keine aussagefähigen Angaben zu eingetretenen Störungen und ihren Auswirkungen machen. Im Stahlbau findet ein hoher Leistungsanteil in der Fertigung statt, so dass entsprechende Aufzeichnungen ebenfalls dort vorzunehmen sind.

3 Turnusmäßige Soll-Ist-Vergleiche Basierend auf den Leistungsstufen 1 und 2 erfolgt der Vergleich zwischen den Soll-Vorgaben und dem tatsächlichen Ablauf. Die Leistungsstufe 3 stellt eine klassische Conrollingaufgabe dar.

4 Analyse der Störungsursachen Im Hinblick auf den Verursacher einer Störung werden unterschieden: – vom AG zu vertretende Störungen: Änderungen des Bauentwurfs im Sinne des § 1 Abs. 3 sowie zusätzliche Leistungen im Sinne des § 1 Abs. 4 VOB/B stellen aufraggeberseitige Störungen dar. Gleiches gilt für Behinderungen durch den Auftraggeber im Sinne des § 6 Abs. 6 – u. a. fehlende Ausführungsunterlagen – sowie fehlende Mitwirkungspflichten, die der AG schuldet, wie z. B. die Schaffung von Baufreiheit.

– vom Unternehmer zu vertretende Störungen: Laut § 5 Abs. 1 VOB/B hat der Unternehmer die Ausführung nach den Vertragsfristen zu beginnen, angemessen zu fördern und zu vollenden. Der Unternehmer ist demnach verpflichtet, seine Leistungen entsprechend den terminlichen Vorgaben zu erbringen und die hierfür erforderlichen Voraussetzungen, hierzu gehört u. a. ausreichender Personal- und Geräteeinsatz, zu schaffen. Unterlässt er dies, sind die terminlichen Folgen von ihm zu tragen.

– von keiner Vertragspartei zu vertretende Störungen: § 6 Abs. 2 VOB/B führt als solche Störungen Streik, höhere Gewalt und

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Witterungseinflüsse, mit denen der Unternehmer bei Auftragserteilung normalerweise nicht rechnen konnte, auf.

Die Feststellung der Planungsverantwortung, insbesondere an Planungsschnittstellen – z. B. Basic- und Detail Engineering – oder bei der Frage, wer schuldet die Vorlage von statischen Nachweisen für Zwischenbauzustände, kann gerade im Stahl- und Stahlverbundbau eine umfangreiche Auslegung des Vertrages erforderlich machen.

5 Zeitliche Bewertung der Soll-IstAbweichungen Zunächst sind die Einzelstörungen mit ihren konkreten Auswirkungen auf den Bauablauf festzustellen. Hierbei sind die Aufzeichnungen aus der 2. Leistungsstufe heranzuziehen. Die Gesamtbetrachtung aller Störungen mit ihren jeweiligen Verursachern erfolgt auf Basis der Netzplantechnik mittels Kritischer-Weg-Analyse. Bezogen auf die Verursacher sind zunächst die jeweiligen Verzögerungsanteile und dann der zu fordernde Bauzeitverlängerungsanspruch zu ermitteln.

Hierbei hat auch eine Bewertung von verbrauchten und noch bestehenden Zeitpuffern zu erfolgen.

6 Kostenmäßige Bewertung der SollIst-Abweichungen Infolge von Bauablaufstörungen und dadurch verursachter Bauverzögerun-

gen entstehen regelmäßig Mehrkosten für: – aufsichtführendes Personal (Bauleiter und Poliere) – Baustelleneinrichtung – Lohnkosten beim gewerblichen Personal durch Ineffizienz – Vorhaltekosten für Baugeräte – Allgemeine Geschäftskosten (AGK) – Kostenerhöhungen für Personal und Material Stahlbautypisch sind zudem erhöhte – Fertigungs- und Materialgemeinkosten – Lohnkosten in der Fertigung In Abhängigkeit der rechtlichen Anspruchsgrundlage – Vergütung, Entschädigung oder Schadensersatz – bestehen für die Kostenforderung nachfolgende Berechnungsmethoden: – auf Basis des Vertragspreisniveaus: Bei AG-seitigen Anordnungen zur Modifikationen des Leistungs-Solls erfolgt die Berechnung der Mehrkosten nach § 2 Abs. 5 und 6 VOB/B auf Basis der Vertragspreise. Hierbei sind die Kostenangaben in der Kalkulation zum Angebot Berechnungsbasis.

und Ort der Leistungserbringung zu berücksichtigen sowie baubetriebliche Erfahrungswerte und Preisvergleiche heranzuziehen.

– Tatsächlich entstandener Schaden: Die Berechnung legt die tatsächlich nachweislich entstandenen Kosten zugrunde. Die Angebotskalkulation findet, außer bei der Frage der Auskömmlichkeit, keine Berücksichtigung.

– § 287 ZPO „Schadensschätzung“: Liegen keine konkreten Kostennachweise vor, besteht die Möglichkeit einer qualifizierten Schadensschätzung.

Hierbei sind das Baugeschehen und die Angemessenheit unter Heranziehung der unternehmerischen Kalkulation zu berücksichtigen.

Autor dieses Beitrages:

– Bewertung nach angemessenen Preisen: Die Berechnung der Kosten erfolgt auf Basis von üblichen bzw. angemessenen Preisen. Hierbei sind Zeitpunkt

Dr.-Ing. Peter Pietschmann ö. b .u. v. Sachverständiger für Baupreisermittlung und Abrechnung im Hoch- und Ingenieurbau sowie Bauablaufstörungen Kurfürstendamm 226 10719 Berlin p.pietschmann@ing-pietschmann.de www.ing-pietschmann.de

lität. Es vereint die hervorragenden mechanischen Eigenschaften von Stahl mit den Korrosionsschutzeigenschaften der metallischen und/oder organischen Überzüge.

Die Stahlhersteller liefern oberflächenveredeltes Feinblech in Form von Tafeln oder Bändern (Coils). Verarbeitende Industrie und Handwerk stellen daraus Endprodukte her. Dabei werden vielfältige Fertigungsverfahren eingesetzt.

Das grundlegend überarbeitete Merkblatt „Schnittflächenschutz und kathodische Schutzwirkung von oberflächenveredeltem Stahlfeinblech“ behandelt die Entstehung von Schnittflächen durch Schervorgänge beim Zerteilen

oder Beschneiden der Bänder und Bleche. Eingehend beschrieben werden Korrosionsverhalten und Schutzwirkung in diesen Bereichen, zum einen in Form der kathodischen Schutzwirkung an der Schnittkante, zum anderen durch die Barriereschutzwirkung des Überzugs auf der Fläche. Anschauliche Beispiele aus der Praxis belegen die Wirksamkeit dieser Korrosionsschutzmechanismen beim Einsatz von oberflächenveredeltem Feinblech.

Die Publikation kann in Einzelexemplaren kostenfrei bei der Wirtschaftsvereinigung Stahl bestellt werden und steht unter www.stahl-online.de (Service/Publikationen/Merkblätter) zum Download bereit.

Firmen und Verbände Merkblatt 110 der Wirtschaftsvereinigung Stahl überarbeitet

Oberflächenveredeltes Stahlfeinblech ist durch seine industrielle Fertigung besonders wirtschaftlich und von hoher Qua-

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Fachthemen Dan Constantinescu Dietlinde Köber Jan Akkermann

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Das Minarett der Großen Moschee von Algerien – Ein Tragwerk der besonderen Art Das Minarett der Großen Moschee von Algerien wird das höchste Minarett weltweit und das höchste Bauwerk Afrikas sein. Das Projekt wurde von deutschen Architekten und Ingenieuren geplant und befindet sich zurzeit im Bau. Das Bauwerk unterliegt einem extrem hohen Erdbebenrisiko. In Verbindung mit der extremen Schlankheit des Gebäudes und seinem außergewöhnlichen Aussteifungssystem hat dies zu einem Tragwerk im Verbundbau geführt, das einmalig ist. Zur Absicherung der notwendigen seismischen Sicherheit dieses Millennium-Monuments mussten die aufwendigsten Verfahren der Planung in Erdbebengebieten angewandt werden. Der Aufsatz beschreibt das Bemessungskonzept der Aussteifung, die angewandten Bemessungsverfahren und einige relevante Tragwerkseigenschaften.

The Minaret of the Great Mosque of Algeria – A very special structure. The minaret of the Great Mosque of Algeria will be the highest minaret in the world and Africa’s highest skyscraper. The project designed by a German team of architects and engineers is under construction. The site is exposed to an extremely high seismic risk. This in conjunction with the buildings slenderness and its particular architectonical demands, have led to a composite structure with an unusual concept to withstand lateral loading.

In order to ensure the necessary seismic safety of this millennium’s monument the most sophisticated seismic design procedures had to be used. The paper presents the design philosophy and analyses as well as some significant structural features and details of the minaret structure – see also [1].

1 Allgemeines Die Große Moschee von Algerien, die zurzeit im Bau ist, wurde von deutschen Architekten und Ingenieuren geplant. Eine allgemeine Beschreibung des Bauwerks befindet sich in [2] und [3]. Der vorliegende Aufsatz bezieht sich nur auf das Minarett [1].

Das Minarett ist ein sehr schlanker Quader mit einer Gesamthöhe von 265 m und einem quadratischen Grundriss mit einer Seite von 26,8 m (Bild 1). Wegen der hohen Schlankheit, der architektonischen Gestaltung der Fassade und des extrem hohen Erdbebenrisikos wurde ein außergewöhnliches Aussteifungssystem konzipiert. Im Folgenden werden das Bemessungskonzept, die rechnerischen Verfahren und einige relevante Tragwerkseigenschaften beschrieben. Der Planung wurden die europäischen Normen zugrunde gelegt [2].

Bild 1. Übersicht Große Moschee von Algerien Fig. 1. General view of the mosque

2 Seismizität Der Norden Algeriens wird von äußerst starken Erdbeben heimgesucht. Aufgrund der hohen nationalen Wichtigkeit des Projektes wurde die Seismizität des Standortes vom algerischen Zentrum für Forschung in Erdbebeningenieurwesen (CGS) besonders begutachtet und demzufolge wurde ein elastisches Bemessungsspektrum festgelegt, das einer maximalen Grundbeschleunigung von 6,5 m/s2 bei einer Wiederkehrperiode von 1 000 Jahren entspricht [2].

Die Grundeigenperiode des Minaretts, die einer horizontalen Kragarmbiegung entspricht, beträgt etwa 3,7 s.

Die erste Torsionseigenperiode beträgt 1,1 s. Wäre die seismische Antwort des Bauwerks elastisch, betrüge die Gesamterdbebenkraft bei der Grundeigenperiode ca. 28 % des Gewichtes des oberirdischen Teils des Bauwerks. Solche Kräfte sind offenkundig unaufnehmbar. Das Tragwerk muss daher ein ausreichendes Duktilitätsvermögen besitzen, um die Dissipation der vom Bemessungserdbeben induzierten Energie mittels beträchtlicher plastischer Verformungen abzusichern. Dafür wurden die fortgeschrittensten

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Konzepte und die komplexesten Berechnungsverfahren nach [4] angewandt.

3 Das Tragwerk Das Minarett, welches ein Museum für Nationale Geschichte, ein Kunstmuseum und ein Forschungsinstitut beherbergen wird, ist funktional in fünf Blöcke von je fünf Stockwerken mit einer Geschosshöhe von 5,85 m gegliedert (Bild 2a). Die Blöcke werden durch Sky Foyers getrennt, deren Höhe 11,7 m beträgt. An der Spitze des Minaretts befindet sich der für den Maghreb typische SoummahTurm, der mit einer 41 m hohen Glas-Stahl Konstruktion umhüllt wird. Das Bauwerk hat zwei Untergeschosse mit einer Gesamthöhe von 11,2 m, die einen quadratischen Grundriss mit einer Seitenlänge von 50 m haben. Diese Fußausweitung sichert eine ausreichende Gründungsfläche.

In den vier Ecken des Minaretts befinden sich Stahlbetonkerne, die vom Erdgeschoss bis zum Fuß des Soummah-Turms verlaufen (Bild 2b). Sie haben einen quadratischen Querschnitt, dessen Länge der Außenseiten zwischen 7,75 m am Gebäudefuß und 7,5 m an der Spitze variiert. Die Stahlbetondecken sind als Trägerroste hergestellt (Bild 3). Die in blau dargestellten Hauptunterzüge gehören ebenfalls zum Aussteifungssystem, da sie die Stahl-

a.

b.

Bild 2. Das Minarett: (a) Vertikalschnitt, (b) das Aussteifungssystem mit den koppelnde Fassadendiagonalen und den in den Kernwänden einbetonierten Stahlelementen Fig. 2. The minaret: (a) vertical section, (b) the bracing system with the coupling façade diagonals and steel members cast within the core’s external walls

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Bild 3. Typische Stahlbetondecke Fig. 3. Floor’s RC structure

betonkerne koppeln. Die Kerne tragen das Gesamtgewicht des Gebäudes, das oberirdisch etwa 700 MN aufbringt. Die Dicke der äußeren Wände ist größer als die der inneren, um das Einbetonieren der Stahlkonstruktion zu ermöglichen. Die Wanddicken reduzieren sich in fünf Abschnitten über die Höhe (von 100 cm zu 45 cm bei den äußeren Wänden bzw. von 75 cm zu 40 cm bei den inneren).

Die vier Stahlbetonkerne an den Ecken haben ein Verhältnis von Höhe zu Breite von etwa 30 und können deshalb das Minarett alleine nicht ausreichend aussteifen.

Um die erforderliche Steifigkeit und den notwendigen Widerstand für Erdbeben zu erreichen, musste die gesamte Gebäudebreite durch eine äußere Tube aktiviert werden.

Damit beträgt das Verhältnis Höhe zur Breite etwa 10. Dieses Ziel konnte mit der Kopplung der Stahlbetonkerne durch X-förmige Fassaden-Stahlverbände erreicht werden (s. Bild 2b). Da die Fassadenverbände in den Sky Foyers aus architektonischen Gründen unerwünscht waren, wurde ein unterbrochenes Verbandsystem konzipiert. Statt eines klassischen Fachwerks ist deshalb ein VierendeelTragwerk entstanden. Um die Umlagerung der hohen inneren Kräfte aus den Fassaden-Stahlverbänden in die Stahlbetonkerne – und zurück – zu umgehen, wurde ein Stahltragwerk innerhalb der Außenwände der Kerne vorgesehen (s. die einbetonierten diagonalen, horizontalen und vertikalen Stäbe in Bild 2b), das eine stahlbaumäßige Weiterleitung der Kräfte der Fassaden-Stahldiagonalen absichert. Somit wurde ein kombiniertes Aussteifungssystem erstellt, welches aus einem Rahmen (Kerne mit koppelnden Deckenunterzügen) und einem räumlichen Fachwerk besteht (Bild 4). Das Zusammenwirken dieser beiden Komponenten ist in Realität komplexer, da die einbetonierten Stahlprofile mit Kopfbolzendübeln versehen sind und auch als Bewehrung der Kerne wirken.

Die Wirkung der Kernkopplung wird in Bild 5 erklärt.

Das globale Biegemoment M0, das vom Erdbeben hervorgerufen wird, produziert Normalkräfte N und Biegemomente M in den Kernen. Der tatsächliche Beitrag dieser Komponente hängt von der Steifigkeit der koppelnden Elemente (vorwiegend der Fassaden-Diagonalen aus Stahl aber auch der Deckenunterzüge aus Stahlbeton) ab. Wegen der ziemlich hohen Biegesteifigkeit der Kerne und der Flexibilität des unterbrochenen Fassadenverbandes, nimmt das räumliche Fachwerk nur etwa ¾ der Erdbebeneinwir–– –– kung auf (N/N = 0,79 und M/M = 0,21).

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Ein zusätzliches Koppelelement wurde an der Spitze der Kerne untergebracht, da es architektonisch möglich war, koppelnde Wände in den letzten beiden Geschossen des Minaretts zu realisieren. Massive Wände mit einer Höhe von 9 m erstrecken sich sowohl zwischen den äußeren Wänden des Minaretts als auch zwischen den inneren.

Die inneren Koppelwände dienen auch zur Auflagerung des Soummah-Turms auf den Kernen. Diese Koppelwände wurden in Verbundbauweise geplant. Sie enthalten Stahldiagonalen, die einerseits ein nachhaltiges duktiles Verhalten der Kopplung gewährleisten und andererseits die Rissbildung in den Stahlbetonwänden während eines starken Erdbebens reduzieren. Die Stahlprofile der koppelnden Außenwände sind mit den einbetonierten Stahlprofilen der Kerne verbunden (Bild 2b). Die Stahlprofile der koppelnden Innenwände leiten die inneren Kräfte an die Kernwände mittels Kopfbolzendübel über zwei Geschosse weiter.

Im Bereich der Untergeschosse wurde ein steifer Kasten geplant, der aus einem Raster von Stahlbetonwänden besteht (Bild 6). Er nimmt die vertikalen und horizontalen Kräfte am Fuß der Stahlbetonkerne auf und leitet sie weiter.

Seine Wände haben eine Dicke von 150 cm unter den äußeren Wänden der Kerne bzw. von 130 cm unter den inneren.

Die 3 m dicke Bodenplatte lagert auf dem Boden und auf 60 Barettes (kurze Schlitzwände), die 43 m tief sind und deren Querschnitte 1,2 m × 7,2 m am Rande bzw.

1,2 m × 6 m im Inneren der Bodenplatte betragen (Bild 7).

Bild 4. Das Konzept des Aussteifungssystems Fig. 4. Combined lateral stiffening system

Bild 6. Die Stahlbetonwände der Untergeschosse (Grundriss) Fig. 6. RC walls within the basement (plan view)

Bild 5. Globaler Effekt der koppelnden Fassadenverbände und Deckenunterzüge Fig. 5. Global effect of the coupling façade bracing and floor’s beams

Bild 7. Das Gründungssystem (Grundriss) Fig. 7. Foundation system (plan view)

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Die natürliche Erdoberfläche liegt etwa auf der Höhe der Decke des zweiten Untergeschosses. Die Bodenplatte befindet sich 2 m im Grundwasser.

4 Bemessungskonzept Die Planung des Minaretts wurde entscheidend vom extrem starken Erdbebenrisiko des Standortes und vom Bauherrenwunsch, ein 1000jähriges Denkmal zu bauen, bestimmt.

Es wurden die höchsten Ansprüche des Eurocodes 8 [4] angewandt. Um eine optimale Energiedissipation während des Bemessungserdbebens zu gewährleisten, sollen die duktilen Bauteile mit einer hohen Verformbarkeit versehen und die spröde versagenden Bauteile durch Erhöhung ihrer Widerstandsfähigkeit geschützt werden. Um die bestmögliche Kombination von Widerstand und Verformbarkeit zu erreichen, wurden die seismisch relevanten Elemente nach folgenden Kategorien bemessen: – hoch dissipative (HD) Elemente: Dazu gehören Tragelemente, die als erste ihren Fließzustand erreichen und eine hohe Duktilität besitzen müssen.

Sie werden den größten Beitrag an der Dissipation der vom starken Erdbeben eingeleiteten Energie leisten und auch als seismische Sicherung wirken, welche die Maximalwerte der inneren Kräfte begrenzt.

– weniger dissipative (LD) Elemente: Dazu gehören Tragelemente, die niedrige, gegebenenfalls mittelhohe plastische Verformungen während des Bemessungserdbebens erfahren.

– elastische (E) Elemente: Dazu gehören Tragelemente, die während des gesamten Bemessungserdbebens im elastischen Zustand bleiben. Der Widerstand dieser Elemente sollte so skaliert werden, dass je höher das Risiko eines spröden Versagens ist, desto höher wird die Widerstandsfähigkeit. Die notwendige Hierarchisierung der Widerstände dieser Elemente wurde anhand der Methode der Kapazitätsbemessung erreicht.

Wenn zwei tragwerksrelevante Elemente miteinander verbunden sind, sollte das weniger verformbare Element eine höhere Widerstandsfähigkeit haben als das verformbarere.

Diese Bemessungsphilosophie wird in Bild 8 erklärt, in dem die Kapazitätskurve des Tragwerks dargestellt ist. Diese entspricht dem nichtlinearen Verhalten des Tragwerks unter einer horizontalen statischen Belastung, die immer die gleiche vertikale Verteilung und Richtung hat, sich aber kontinuierlich vergrößert. Die Kurve kann das Verhalten eines Tragwerks beim Erdbeben nur annährend erfassen, da die Belastung in Wirklichkeit dynamisch ist und sich sowohl die vertikale Verteilung der horizontalen Trägheitskräfte, die von der Bodenbeschleunigung hervorgerufen werden, als auch ihre Richtungen zeitlich ändern. Trotz dieser Unvollkommenheiten stellt die Kapazitätskurve zurzeit die einzige praktische Möglichkeit dar, das seismische Verhalten eines Bauwerks im plastischen Bereich zu modellieren.

Die Magnitude der inneren Kräfte, die von dem Bemessungserdbeben im Tragwerk hervorgerufen werden, ist mit dem Kräfteniveau verbunden, für das die HD-Elemente fließen. Jeder Punkt der Kurve entspricht dem Erreichen des Fließzustandes in einem HD-Element. Je niedriger die

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Bild 8. Kapazitätskurve gemäß [4] (ZV Zielverschiebung) Fig. 8. Capacity curve conf. [4] (ZV denotes the target displacement)

inneren Kräfte sind, die dem ersten Fließen entsprechen, und je mehr hochduktile Elemente fließen, desto niedriger ist die globale Kraft, die vom Erdbeben im Tragwerk hervorgerufen wird. Das Tragwerk wird seismisch mit den Kräften belastet, die die HD-Elemente tragen können. Gleichermaßen gilt, dass je früher ein HD-Element fließt, desto höher sollte seine plastische Verformbarkeit sein. Die seismische Sicherheit des Tragwerks hängt mit der Größe des Abstandes zwischen der maximal erwarteten horizontalen Verschiebung (in Bild 8 als Zielverschiebung benannt [4]) und der Verschiebungskapazität des Tragwerkes zusammen, d. h. mit der Verschiebung beim Eintreten eines maßgebenden Versagens ([3], [5]).

Da sich die Kapazitätskurve nur mithilfe sehr aufwendiger Berechnungen ermitteln lässt, wird die seismische Sicherheit im Normalfall durch quasi-statische, elastische Berechnungsverfahren nachgewiesen, wobei die Norm nicht nur das Niveau der Tragfähigkeit anhand des Verhaltensfaktors q vorschreibt, sondern auch zusätzliche Anforderungen (Auflegungsbedingungen, konstruktive Regeln und auch rechnerische Nachweise für die Bauteile), die die Absicherung der o. g. Bemessungsphilosophie bezwecken ([3], [5]).

In besonderen Fällen – das Minarett gehört eindeutig dazu, muss das in Bild 8 beschriebene Verfahren angewandt werden. Dabei müssen die wichtigsten Tragelemente gemäß den o. g. Kategorien bemessen werden. Im Fall des Minaretts wurden diese Elemente wie im Bild 9 kategorisiert.

Als seismische Sicherungen wurden die zentralen Bereiche der Fassadenverbände und die Koppelunterzüge vorgesehen. Die HD-Teile der Diagonalen bestehen aus einem speziellen Stahl, der eine sehr hohe Duktilität und eine deutlich geringere Fließgrenze als der Stahl S355 hat, der für die restlichen Profile angewandt wurde. Dieser Stahl musste strenge Anforderungen bezüglich seiner Festigkeit und Duktilität erfüllen. Für Bleche mit beispielweise einer Dicke zwischen 40 und 70 mm werden 180 MPa ≤ ReH ≤ 250 MPa, Rm ≤ 350 MPa und εsu (§3.2.2 [7]) ≥ 15 % sein. Die HD-Teile der Fassaden-Diagonalen sind mit den restlichen Profilen durch Schrauben verbunden, so dass sie ausgetauscht werden können, falls dies nach einem starken Erdbeben notwendig wird.

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Ein elastisches 3D-Modell des gesamten Tragwerks wurde mit dem Programm ETABS erstellt. Es wurde auf der sicheren Seite angenommen, dass das Tragwerk im Boden eingespannt ist. Gemäß [4] wurden die Erdbebenkräfte für jede Erdbebenrichtung mit den 30 % der Erdbebenkräfte aus der senkrechten Richtung kombiniert.

5.2 Pushover-Verfahren

Bild 9. Kategorisierung der Tragelemente in Bezug auf ihr Erdbebenverhalten Fig. 9. Classification of the structural members according to their designed seismic behavior

5 Bemessungsverfahren Zur Absicherung des in den Bildern 8 und 9 beschriebenen Verhaltens wurden folgende analytische Berechnungen nach [4] durchgeführt: das modale Antwortspektrumverfahren, nichtlineare, statische (Pushover-) Berechnungen des Tragwerks sowie Kapazitätsbemessungen der Bauteile und deren Anschlüsse. Bei den nichtlinearen Berechnungen wurden mehrere Richtungen des Erdbebens berücksichtigt (parallel zu den Fassaden und entlang der Grundrissdiagonalen) und das Gewicht des Gebäudes wurde entweder um 10 % erhöht oder um 20 % abgemindert, je nachdem welcher Fall ungünstiger war.

5.1 Modalanalyse Die Modalanalyse wurde angewandt, um zu überprüfen, ob die Grenze für die relative elastische Geschossverschiebung nach [4] (1 % der Geschosshöhe) eingehalten ist und um alle HD-Elemente zu bemessen. Um das plastische Verhalten des Tragwerks zu berücksichtigen, wurde das elastische Bemessungsantwortspektrum um den Verhaltensfaktor q = 3,6 abgemindert. Dieser Wert bestimmt letztendlich die Magnitude der Gesamtlast beim Bemessungserdbeben und wurde anhand der Pushover-Berechnungen überprüft.

Mit der Modalanalyse wurden die Stahlquerschnitte der HD-Teile der Fassadendiagonalen sowie die Längsbewehrung der Kernquerschnitte am Fuß und der Koppelunterzüge an deren Enden bemessen.

Anhand des Pushover-Verfahrens wird sowohl die Kapazitätskurve als auch die Zielverschiebung aus Bild 8 ermittelt. Somit wird überprüft, ob tatsächlich nur die HD-Elemente bis zum Erreichen der Zielverschiebung plastizieren und das Sicherheitskriterium beim Bemessungserdbeben erfüllt ist, d. h. die induzierte Zielverschiebung mit einem sicheren Abstand kleiner als die Versagensverschiebung bleibt. Dafür muss die Kapazitätskurve bis zur 1,5fachen Zielverschiebung ermittelt werden [4].

Es wurde ein nichtlineares 3D-Stabmodell angewandt, wobei angenommen wurde, dass die Kerne, die als rechteckige Hohlprofile wirken, am Fuß eingespannt sind. Türöffnungen in den Kernwänden wurden – auf der sicheren Seite liegend – nicht berücksichtigt. Das Gewicht der Decken innerhalb der Stahlbetonkerne wurde als Normalkraft im Schwerpunkt des Kernquerschnittes angenommen. Es wurden nur die Koppelträger der Decken zwischen den Kernen modelliert, wobei diese mit den Vertikallasten der Decken belastet wurden. Die Scheibenwirkung der Decken wurde im Modell berücksichtigt. Die Stahlprofile innerhalb der Betonwände wurden nur dort berücksichtigt, wo sie von Bedeutung für das plastische Verhalten des Bauteiles sind, d. h. als Vertikalbewehrung am Fuß der Kerne und bei der Modellierung der Koppelwände an der Spitze. Aus modelltechnischen Gründen blieb der Anteil des Stahlbetonteils der Koppelwände unberücksichtigt.

Gemäß [4] wurde sowohl eine dreieckige als auch eine rechteckige Verteilung der Erdbebenlasten über die Höhe angesetzt. Das plastische Verhalten der Stäbe wurde anhand von bilinearen Kraft-Verformungs-Diagrammen definiert (Bild 10). Nach Erreichen der plastischen Bruchdehnung wurden 20 % der Bruchkraft als Resttragfähigkeit angenommen.

Für die Stahlbetonstäbe, d. h. für die Koppelunterzüge und für den Fuß der Kerne, wurden die bilineare Verbindung zwischen Biegemomente und Verdrehungen anhand der in [6] vorgeschlagenen Spannungs-Dehnungs-Linien für Stahl und Beton erstellt und mittlere Werte für Festigkeiten

Bild 10. Die angenommene Form der Beziehung Kraft – Verformung der HD-Elemente Fig. 10. Constitutive force – deformation relationship used within the push-over analyses

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Tabelle 1. Mittlere Werte zur Modellierung der Stahlplatten mit einer Dicke von bis zu 40 mm Table 1. Values used to model the constitutive relationship of steel plates with thickness up to 40 mm Stahlgüte

Fließgrenze in MPa

Bruchfestigkeit in MPa

Bruchdehnung in %

spezielles S 235

245

307

3

S 355

416

598

–

und Dehnungen gemäß Anhang A angesetzt. Sowohl der Umschnürungseffekt der Querkraftbewehrung als auch der Einfluss der Normalkraft wurden berücksichtigt. Die Bewehrung der plastischen Bereiche besteht aus Stahl B500C, um die notwendige Duktilität zu gewährleisten [6].

Für die HD-Teile der Fassadendiagonalen wurde die bilineare Beziehung Normalkraft – Axialdehnung anhand der Werte aus Tabelle 1 erstellt, wobei die mittleren Werte für die Fließgrenze und die Bruchfestigkeit des speziellen Stahls S235 den oben angesprochenen Herstellungsbedingungen entsprechen. Die Fassadendiagonalen wurden als geschweißte H-Profile mit dicken Blechen (50 bis 70 mm) geplant, wobei ihr Schlankheitsgrad gemäß Abs. 6.3.1.3 geringer als 0,3 ist und die Querschnitte der Klasse 1 Abs. 5.5.2 entsprechen [7].

Auf dieser Basis wurden sowohl die auf Zug als auch die auf Druck beanspruchten Diagonalen als seismisch aktiv angesetzt. Allerdings, um die Effekte zweiter Ordnung zu berücksichtigen, wurden die Normalkräfte und die Bruchverformungen der auf Druck beanspruchten Diagonalen auf 80 % beziehungsweise 75 % der Werte, die für die auf Zug beanspruchten Diagonalen ermittelt wurden, abgemindert.

Für die Ermittlung der Bruchdehnungen der Fassadendiagonalen wurden nur die HD-Bereiche der Diagonalen berücksichtigt. Die Länge dieser Bereiche beträgt 4 000 mm beim ersten Verband und 3 400 mm bei den restlichen. Die Ergebnisse der Pushover-Analyse sind in Bild 11 dargestellt.

Bild 11. Kapazitätskurven für unterschiedliche Erdbebenrichtungen und vertikale Verteilungen der Erdbebenlasten Fig. 11. Capacity curves for different directions of the seismic action and distributions of the seismic loads

30

Die rote Linie entspricht der Zielverschiebung (ZV in Bild 8). Sie wurde gemäß Anhang B [4] anhand des Bemessungsspektrums ermittelt und beträgt 1,44 · 75 cm = 1,08 m, wobei 75 cm die maximale Verschiebung des nichtlinearen äquivalenten Einmassenschwingers ist (etwa gleich für beide Erdbebenhauptrichtungen) und 1,44 den Einfluss des Mehrmassenschwingers berücksichtigt. Die PushoverAnalyse wurde bis zur 1,5fachen Zielverschiebung durchgeführt.

Bild 11 zeigt, dass das Tragwerk ohne nennenswerte Schäden dem Bemessungserdbeben widersteht und dass die maximale Gesamtkraft zwischen 100 MN und 170 MN liegt, je nach Erdbebenrichtung und vertikaler Verteilung der Erdbebenlasten. Die höheren Erdbebenkräfte werden erwartungsgemäß für die rechteckige Lastverteilung verzeichnet, da der Angriffspunkt der Gesamtkraft tiefer liegt.

Zum Vergleich führt die elastische Modalanalyse zu einer Gesamtkraft von 64 MN, praktisch unabhängig von der Erdbebenrichtung, und zu Verschiebungen der obersten Decke von 48 cm beziehungsweise 34 cm, je nachdem ob das Erdbeben parallel zur Fassade oder zur Grundrissdiagonale einwirkt.

Ein Vergleich der Ergebnisse der beiden Analysen kann einen Hinweis auf den Einfluss des plastischen Verhaltens auf die seismische Antwort des Tragwerks ergeben und somit eine grobe Abschätzung des tatsächlichen Verhaltensfaktors q liefern. Werden sowohl die Gesamtkräfte als auch die maximalen Verschiebungen betrachtet, ergibt sich ein Faktor zwischen 1,5 und 2,2. Die Pushover-Analyse zeigte einige wichtige und detaillierte Informationen hinsichtlich des plastischen Verhaltens der HD- und LD-Elemente aus Bild 9, die verantwortlich für die Energiedissipation sind.

Die plastischen Verformungen der HD-Elemente sind höher für Erdbebeneinwirkung parallel zur Fassade, während die Erdbebeneinwirkung parallel zur Grundrissdiagonale maßgebend für die Bemessung der Kerne ist. Dies entspricht dem bekannten Verhalten eines Fachwerkmastes, wobei im Falle des Minaretts die vier Stahlbetonkerne die Rolle der Gurte und die Fassadendiagonalen, die Deckenunterzüge und die Koppelwände an der Spitze die Rolle der Füllstäbe übernehmen.

Das Verhalten der Fassadendiagonalen und der Stahlprofile in den Koppelwänden an der Spitze ist in Bild 12 dargestellt. Die hier gezeigten Lastschritte entsprechen den letzten fünf Punkten (Lastschritten) der blauen Linie aus Bild 11. Die rosa Punkte in Bild 12 zeigen Bereiche, in denen der Fließzustand eingetreten ist. Die blauen Punkte zeigen die Bereiche, in denen die plastischen Verformungen weniger als 50 % der Bruchverformung betragen. Als Folge der angesetzten Reduzierungen fließen die auf Druck beanspruchten Diagonalen zuerst und mehr als die auf Zug beanspruchten Diagonalen. Beim Erreichen der Zielverschiebung (ZV) beträgt die größte plastische Verformung 6 % der Bruchverformung und wird im vierten Verband registriert. Beim Erreichen der 1,5fachen ZV wird die größte plastische Verformung im sechsten Verband erreicht und beträgt in der auf Druck beanspruchten Diagonale etwa 30 % der Bruchverformung und in der auf Zug beanspruchten Diagonale etwa 20 % der Bruchverformung. Der erste Verband und die Verbände innerhalb der Koppelwände an der Spitze bleiben im elastischen Zustand bis zur 1,5fachen ZV.

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geschosse und die Gründungselemente) oder Stahlelemente (die Fassadendiagonalen) oder Verbundelemente (die Kerne und die Koppelwände an der Spitze der Kerne).

Im Folgenden werden einige grundlegende Details für die Bemessung der Verbände, der Kerne und der Koppelunterzüge erläutert.

Gemäß den Eurocodes erfolgt die Bemessung aus der Bedingung Ed ≤ Rd

Bild 12. Der Fließzustand der Fassadendiagonalen für Erdbeben parallel zur Fassade bei einer dreieckigen vertikalen Lastverteilung. Die Lastschritte entsprechen Verschiebungen von 85 % (a), 100 % (b), 120 % (c), 140 % (d) bzw. 150 % des ZV-Wertes Fig. 12. Degree of yielding of the façade bracing for the seismic action parallel to the façade with a triangular vertical distribution of the seismic loads. The situations depicted correspond to top displacements which are 85 % (a), 100 % (b), 120 % (c), 140 % (d) and, respectively, 150 % of the ZV-value

In Bezug auf das plastische Verhalten der koppelnden Hauptunterzüge ergab sich, dass – bei der Zielverschiebung (ZV) alle Koppelunterzüge der Decken vom 1. bis zum 9. Verband fließen, wobei die maximale plastische Verdrehung bei Zug am oberen Querschnittsrand 22 % der Bruchrotation beträgt und bei Zug am unteren Querschnittsrand 3 % der Bruchrotation – bei der 1,5fachen ZV auch die anderen Koppelunterzüge fließen, wobei die maximalen plastischen Verdrehungen in den Geschossen zwischen dem 3. und dem 8. Verband auftreten (etwa 43 % der Bruchrotation bei Zug am oberen Querschnittsrand und 12 % bei Zug am unteren) In Bezug auf das plastische Verhalten der Kerne am Fuße des Minaretts ergab sich, dass: – bei der ZV keine plastischen Verformungen auftreten – bei der etwa 1,4fachen ZV die erste plastische Zone am Fuß des auf Zug beanspruchten Kerns auftritt – die maximale plastische Verdrehung dieser Zone bei der 1,5fachen ZV etwa 1 % seiner Bruchrotation erreicht, wobei alle anderen Kerne im elastischen Zustand bleiben

6 Seismisch relevante Elemente Die seismisch relevanten Elemente sind entweder Stahlbetonelemente (die Koppelunterzüge, die Wände der Unter-

(1)

wobei bei der Ermittlung von Rd die Materialsicherheitsbeiwerte γc = 1,2 für Beton und γs = 1 für Stahl und Baustahl angesetzt wurden.

Die Ed-Werte für HD-Elemente werden aus der Modalanalyse übernommen. Bei der Anwendung der Kapazitätsbemessung erfolgt die Ermittlung des Wertes aufgrund des tatsächlichen Widerstands Reff des anzuschließenden Elements, indem alle Komponenten des Querschnitts (d. h. zum Beispiel auch die mittlere Längsbewehrung eines Unterzuges) und realistischere Materialfestigkeiten als die Rechenwerte (z. B. die mittleren Festigkeiten) berücksichtigt werden.

Die Ed-Werte für LD- oder E-Elemente werden aus den Belastungsschritten der Pushover-Analyse übernommen, die den Verschiebungen in Bild 8 entsprechen, die gleich mit der ZV oder höher sind. Je höher die berücksichtigen Verschiebungen werden, desto sicherer ist die Bemessung dieser Elemente. Auf diese Weise kann eine Hierarchie der Versagensniveaus erreicht werden.

Die Ed-Werte für die Elemente oder Beanspruchungen, die spröd versagen können, wie z. B. die Schraubenanschlüsse oder die Bemessung von Stahlbetonelementen gegen Querkraftversagen, werden anhand der Kapazitätsbemessung ermittelt. Hierbei ergibt sich Ed aus dem Reff des anzuschließenden Elements bzw. aus dem Reff des Elements auf Biegung.

6.1 Stahlverbände Zu diesen Elementen gehören nicht nur die Fassadendiagonalen, sondern auch die Stahlprofile in den Außenwänden der Kerne. Die auftretenden Normalkräfte beim Bemessungserdbeben entsprechen den wirklichen Widerständen Reff der HD-Teile. Ausgehend von diesen Kräften können die Normalkräfte in den restlichen Verbandteilen anhand von Gleichgewichtsbedingungen ermittelt werden.

Die Normalkräfte stellen für die vertikalen Stahlprofile der Kerne eine Komponente ΔN dar, die zugleich mit der globalen Normalkraft aus der Erdbebenantwort des Tragwerks Nglob wirkt (Bild 13). Die Kraft Nglob im Stahlprofil als Teil der Längsbewehrung des Kernes befindet sich im Gleichgewicht mit den Schnittgrößen N und M in Bild 5 und das bedeutet, dass die Komponente ΔN nur lokal existiert. Sie wird mittels der Kopfbolzendübel auf die restlichen Komponenten der Kernwände (Beton und Längsbewehrung) übertragen, so dass der lokale Effekt ΔN in einem bestimmten Abstand unterhalb und/oder oberhalb des entsprechenden Knotens verschwindet. Die Kopfbolzendübel wurden so bemessen, dass die Übertragung von ΔN auf der Höhe eines Geschosses stattfinden kann. Wenn sich die vertikalen Stahlprofile im elastischen Zustand befinden, wird ΔN sowohl unterhalb als auch oberhalb des

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Bild 13. Überlagerung der lokalen und globalen Normalkräfte in den einbetonierten Stahlstielen über die Höhe eines Sky Foyers (a) und eines Geschosses ohne Fassadendiagonalen (b) Fig. 13. Superposition of local and global axial forces within the vertical steel members embedded in the core external walls: (a) a sky foyer and (b) a story without façade diagonals

entsprechenden Knotens weitergeleitet. Nachdem die vertikalen Stahlprofile fließen, wird ΔN nur oberhalb des entsprechenden Knotens weitergeleitet, da dort eine Entlastung stattfindet.

Typische Details eines Stahlverbandes sind in den Bildern 14 (Ansicht) und 15 (Grundriss) wiedergegeben. Das äußere vertikale Element ist an der Zusammenkunft beider äußeren Kernwände gelegen. Sein Querschnitt besteht aus zwei identischen Teilen, jeder in einer der äußeren Kernwände gelegen. Die beiden Teile sind miteinander an jedem Knoten des 3D-Fachwerks verschweißt (Bild 16).

Das innere vertikale Element ist an der Zusammenkunft zwischen der Kernaußen- und der Kerninnenwand gelegen. Um die Schlankheit der Fassadendiagonalen zu reduzieren, wurde der zentrale Knoten des X-förmigen Verbands horizontal an der Decke fixiert. Auf der Baustelle werden nur Schraubverbindungen hergestellt. Ihre Lage wurde unter Betrachtung geometrischer als auch Transport- und Montagekriterien bestimmt.

Prinzipiell richtet sich die Bemessung der Querschnitte und der Verbindungen in Bild 14 nach der Hierarchie, die bereits in Bezug auf Bild 9 erläutert wurde. Die Bereiche der Fassadendiagonalen mit Querschnitt As,2, die als Sicherungen (HD-Elemente) agieren, bestehen aus hochduktilem, speziellem Stahl (Tabelle 1).

Die restlichen Bereiche der Fassadendiagonalen und die in Stahlbeton eingebrachten Diagonalen haben den gleichen Querschnitt wie die Sicherungen, bestehen aber aus Stahl S355. Somit werden sie immer im elastischen Zustand bleiben, da das Verhältnis zwischen den Fließgrenzen der beiden Stahlsorten groß genug ist. Die nicht dissipativen Schraub- und Kehlnahtverbindungen besitzen wiederum eine genügend hohe Überfestigkeit im Vergleich zu den Stahlprofilen.

32

Bild 14. Typische Ansicht eines Stahlverbandes einschließlich der einbetonierten Teile Fig. 14. Typical elevation of the steel bracing including the steel members embedded within the core wall

Der Widerstand Rbd der Schraubverbindungen entspricht der Bedingung Rbd ≥ 1,2 · 1,25 · 1,1 · Rsd,

(2)

wobei Rsd den Bemessungswiderstand des HD-Elements bezeichnet und die drei Faktoren die von [4] geforderte Überfestigkeit absichern. Der Faktor 1,1 berücksichtigt die Wahrscheinlichkeit, dass der wirkliche Wert von Rsd höher als der angenommene sein könnte, der Faktor 1,25 berücksichtigt die für eine nicht dissipative Verbindung notwendige Überfestigkeit und der Faktor 1,2 berücksichtigt die notwendige Überfestigkeit der Grenzscherkraft (s. [4], Abs. 6.5.5 (5)).

Der Widerstand Rwd der Kehlnahtverbindungen entspricht der Gleichung Rwd ≥ 1,25 · 1,1 · Ewd,

(3)

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Bild 17. Mögliche lokale Belastung des Eckknotens in Bild 16 Fig. 17. Possible local loading of corner joint in Fig. 16

Bild 15. Typischer Verbundquerschnitt der Kerne Fig. 15. Typical core’s composite cross section

Bild 18. Abhängigkeit der in Bild 17 gezeigten Fälle von der Erdbebenrichtung Fig. 18. Correspondence between the cases depicted in Fig. 17 and the earthquake direction

6.2 Koppelnde Stahlbetonunterzüge

Bild 16. Detail eines Eckknotens des 3D-Stahlfachwerks Fig. 16. Detail of the corner joint of the spatial steel truss

wobei die Einwirkung Ewd der lokalen Kraft ΔN in Bild 13 entspricht und sich mittels Gleichgewichtsbedingungen aus Rsd ergibt. Die Faktoren haben die gleiche Bedeutung wie in Gl. (2). Für durchgeschweißte Stumpfnähte ist kein Nachweis der Überfestigkeit zu führen (s. [4], Abs. 6.5.5 (2)).

Die beiden Teile des Eckelements in Bild 16 können unterschiedlichen Kräften ΔN ausgesetzt sein, je nach Erdbebenrichtung (Bilder 17 und 18). Im Fall c werden die beiden Teile gleich belastet, so dass ihre Verbindung spannungslos bleibt. Die Verbindung wird am meisten im Fall b belastet. Zusätzlich generiert die vorhandene Exzentrizität zwischen den Kräften ΔN ein lokales Torsionsmoment in der Kernaußenwand, das die Kopfbolzendübel zusätzlich belastet und bei der Bemessung der horizontalen Bewehrung der Kernaußenwände berücksichtigt wurde.

Alle Koppelunterzüge (s. die blauen Linien in Bild 3) werden während des Bemessungserdbebens an ihren beiden Enden und Rändern im plastischen Bereich beansprucht.

Zusätzlich zur Biegung, die vom Erdbeben und den Vertikallasten hervorgerufen wird, werden die äußeren Unterzüge durch ständige Zugkräfte infolge des Bauwerksgewichtes belastet. Wegen der Stauchung der Kerne und in Abhängigkeit davon der Stahlverbände (Bild 19a) werden die benachbarten Kerne auseinandergedrückt und somit die äußeren Unterzüge auf Zwangszug beansprucht. Die auftretende Druckkraft D und die sich ergebende Zugkraft NB wachsen mit der relativen vertikalen Stauchung Δv der Kerne und sinken mit der Ausdehnung u der Stahlbetonunterzüge. Dabei hat das Kriechen der Stahlbetonkerne einen negativen Einfluss und das Reißen der Unterzüge einen positiven. Der endgültige Wert von NB entspricht (3) in Bild 19b, wobei εv = Δv/H und A = 2/3 · Es · AsD · sin2α · cosα sind. Die Linien (1) und (2) beschreiben die Beziehung zwischen NB und Δv bzw. u. Folgende Bezeichnungen wurden angewandt: Es = Elastizitätsmodul des Stahles, As = gesamter Bewehrungsquerschnitt des Unterzugs, AsD = Querschnitt der Stahldiagonale, ψ = Parameter, der den positiven Einfluss des Betons auf die Dehnung des Unterzugs berücksichtigt.

Die endgültige Kraft NB hängt mit der berechneten Rissbreite des Unterzuges zusammen. Dabei wurde nachgewiesen, dass die rechnerische Rissbreite kleiner als 0,3 mm bleibt, wie in [6] für innere Stahlbetonelemente gefordert.

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Bild 20. Biegemomentlinien des auf Druck beanspruchten Kerns für ein Erdbeben entlang der Grundrissdiagonale Fig. 20. Bending moments of the compressive core by an earthquake along the floor diagonal

Bild 19. Der Einfluss der Kernstauchung auf die Rissbildung der äußeren Deckenunterzüge Fig. 19. Effect of the core vertical shortening on the cracking of outer floor beam

6.3 Verbundkerne Der Verbundquerschnitt der Kerne (Bild 15) wurde mit Beton C50/60, Bewehrungsstahl B500 und Stahl S355 geplant. Die erforderliche vertikale Bewehrung wurde von der Biegung diagonal zum Grundriss und die erforderliche horizontale Bewehrung von der Biegung parallel zur Fassade bestimmt. Es wurden die Ergebnisse der jeweiligen Pushover-Analysen beim Erreichen der ZV in Bild 11 angewandt. Nichtdestotrotz wurde der Verlauf der Umhüllenden der Biegemomente über die Höhe auch unter Berücksichtigung der Ergebnisse der Modalanalyse bestimmt, da die Pushover-Analyse den Einfluss der höheren Eigenformen nicht korrekt erfasst (Bild 20).

Die vertikale Bewehrung am Fuß des Minaretts wurde vom auf Zug beanspruchten Kern bestimmt. Die Tragsicherheit der beiden am meisten beanspruchten Kernquerschnitte ist in Bild 21 dargestellt, wobei N die dazugehörigen Normalkräfte bezeichnet.

Die erforderliche horizontale Bewehrung ergab sich anhand der Umhüllenden der Querkräfte VEd (Bild 22), wobei die Form gemäß [4] gewählt wurde. Der angenommene maximale Wert VEd entspricht der rechteckigen vertikalen

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Bild 21. Das einwirkende Bemessungsbiegemoment MEd (rot) und das Interaktionsdiagramm der Biegemomentwiderstände MRd (blaue Linie) am Fuß des auf Zug (a), bzw. auf Druck (b) beanspruchten Kerns für das Bemessungserdbeben entlang der Grundrissdiagonale Fig. 21. Relationship between the acting design bending moments MEd (red point) and the resistant moments MRd (blue interaction diagram) for the tensile (a) and the compressive (b) cores at the minaret base when the design earthquake acts along the floor diagonal

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lokale Effekte, wie zum Beispiel im Fall b in Bild 17, berücksichtigt und die Rissbildung verbessert.

7 Gründungssystem

Bild 22. Bemessungslinie der Querkraft des Minaretts Fig. 22. Design diagram of the shear forces of the minaret

Verteilung der Erdbebenlasten und einer Verschiebung in Bild 11 gleich der 1,5fachen ZV. Das Verhältnis zwischen den Bemessungswerten der Gesamterdbebenkraft für Querkraft und für Biegung ist also 140 MN/100 MN = 1,4 und sichert somit, dass sich das Tragwerk duktil verhält.

Zur Ermittlung der erforderlichen horizontalen Bewehrung der Kernwände musste die Geschossquerkraft in Bild 22 erst auf die Kerne und dann auf die Kernwände verteilt werden. Die Verteilungsbeiwerte wurden anhand des elastischen Modells für die Modalanalyse ermittelt. Sowohl das Erdbeben parallel zur Fassade als auch das Erdbeben parallel zur Grundrissdiagonale wurden untersucht.

In Bezug auf die Verteilung von VEd auf die vier Kerne wurde festgestellt, dass beim Erdbeben parallel zur Fassade die Anteile der Kerne etwa gleich sind, d. h.

VEd,Kern ≈ 0,25 · VEd und dass beim diagonalen Erdbeben die beiden Kerne, die auf der Diagonalen liegen, nur etwa 40 % der Geschossquerkraft aufnehmen, so dass der für die Bemessung relevante Wert VEd,Kern ≈ 0,3 · VEd beträgt.

In Bezug auf die Verteilung von VEd,Kern auf die Kernwände wurde festgestellt, dass die Wandquerkraft VEd,Wand etwa der relativen Wanddicke entspricht, wenn ein Korrekturbeiwert für die äußeren Wände verwendet wird. Für das sogenannte parallele Erdbeben, das maßgebend für die Bemessung ist, ergab sich der auf der sicheren Seite liegende Korrekturbeiwert von 1,15.

Die erforderliche horizontale Bewehrung Asw/s [cm2/m] der Kernwand ergab sich aus der Gleichung (1) mit Ed gleich VEd,Wand und Rd gleich Rwd,Wand = Asw/s · 0,85 · hw · fsd/1,15,

(4)

wobei hw die Höhe des Wandquerschnitts bezeichnet [6].

Die resultierende Querbewehrung wurde über die gesamte Geschosshöhe vorgesehen, ohne den positiven Einfluss der Stahlverbände zu berücksichtigen. Eigentlich übernehmen diese in den Geschossen mit Fassadendiagonalen den Großteil von VEd und in den restlichen Geschossen leisten die einbetonierten Stahldiagonalen und -riegel einen großen Beitrag zu Rwd,Wand. Somit wurden negative

Zum Gründungssystem gehören der steife Kasten der Untergeschosse, die Bodenplatte und die Barettes. Alle sind Stahlbetonelemente bestehend aus Ortbeton der Klasse C50/60 (die Wände) und C30/37 (Decken, Bodenplatte und Barettes) sowie aus Betonstahl B500. Im Sinne des Planungskonzepts in Bild 9 muss das Gründungssystem eine höhere Tragfähigkeit als der Turm besitzen. Zusätzlich wurde die Tragkapazität der Komponenten derart hierarchisiert, dass diese vom Fuß des Minaretts bis zu den Barettes immer größer wurde.

Für die Bemessung der Untergeschosse und der Bodenplatte wurde ein elastisches 3D-Modell angewandt, das mit den Kräften am Fuß der Kerne belastet und auf einer kombinierten Gründung (Barette und Boden) gelagert wurde. Die Barettes wurden als elastische 3D-Federn, die Wände als membranartige Elemente und die horizontalen Flächenelemente (Decken und Bodenplatte) als PlattenMembran-Elemente modelliert.

Die Kräfte am Fuß des Minaretts entsprechen einer Verschiebung in Bild 11 gleich der 1,5fachen ZV. Die Normalkräfte und die biaxialen Biegemomente am Fuße jedes Kerns wurden als äquivalente Vertikallasten an den Kernecken eingeleitet. Die Querkräfte am Fuße der Kerne wurden im geometrischen Mittelpunkt jedes Kerns angegeben.

Die Berechnung wurde für unterschiedliche Richtungen der Erdbebeneinwirkung durchgeführt.

Die Stahlbetonwände müssen hohen Kräften in ihrer Ebene standhalten, die sich sowohl aus der Kragarmwirkung infolge der Erweiterung der Untergeschosse in Bezug auf den Grundriss des Turms als auch aus der hohen Erdbebeneinwirkung ergeben. Zur Aufnahme und Weiterleitung dieser Kräfte wurden Wanddicken von bis zu 1,5 m mit bis zu acht Bewehrungslagen (jeweils vertikal und horizontal) benötigt.

Besondere Aufmerksamkeit wurde zwei Aufhängungen gewidmet. Die erste entspricht der Verankerung der Zugkräfte aus den Stahlprofilen am Fuß des Turms und die zweite der Verankerung der Zugkräfte aus den Barettes, die dem Abheben der Bodenplatte entgegenwirken. Die erste Aufhängung tritt am Fuß des auf Zug beanspruchten Kerns sowohl am Treffpunkt der Fassadendiagonale auf den im Kerneck eingebauten Stahlstiel als auch in der Ecke des Minaretts auf (Bild 23). Zur nötigen Verankerung wurden Stahlprofile in den Kernwänden der beiden Untergeschosse einbetoniert und mit Kopfbolzendübel versehen. Weiter wurden die vertikale und horizontale Bewehrung der Wände sowie die Anschlussbewehrung der Bodenplatte entsprechend bemessen, um die auftretenden Zugkräfte aufzunehmen, zu verteilen und weiterzuleiten. Die zweite Verankerung führt zu sehr hohen Querkräften in der Bodenplatte – besonders an den drei Rändern, wo die Zugkräfte der Barettes Werte bis 37 MN erreichen und die Bodenplatte auskragt, da die umlaufende Untergeschosswand exzentrisch platziert ist (Bild 7).

Zur Bemessung der Barettes und zur realistischen Erfassung der Boden-Bauwerk-Wechselwirkung wurde ein elastisches 3D-Modell mit finiten Volumenelementen erstellt, das aus dem Gründungsboden, aus den Barettes und

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Bild 23. Verankerung der auf Zug beanspruchten Stahlprofile am Fuß der Kerne Fig. 23. Anchorage of the tensile steel members at the tower bottom

einer 9 m dicken Bodenplatte besteht und mit den Kräften am Fuß des Minarettturms belastet wurde. Zu der gewählten Dicke der Bodenplatte haben Vergleichsberechnungen geführt, die das Verhalten des Gesamtuntergeschosskastens berücksichtigt haben. Die angesetzten Eigenschaften des Gründungsbodens entsprachen den Ergebnissen der in-situ-Tests, die vom nationalen geotechnischen Labor in Algier (LCTP) durchgeführt wurden. Ein Bodenprofil ist in Bild 24 dargestellt.

Die angesetzten Kräfte wurden höher angenommen als diejenigen, die bei der Bemessung der Untergeschossdecken und der Bodenplatte verwendet wurden. So wurden die äquivalenten Vertikallasten an den Kernecken um den Faktor 1,05 und die horizontalen Kernkräfte um den Faktor 1,15 vergrößert. Die größere Erhöhung der horizontalen Kräfte sollte berücksichtigen, dass der Angriffspunkt der Gesamterdbebenkraft noch tiefer liegen könnte, als in den Pushover-Analysen berechnet. Acht Erdbebenrichtungen wurden untersucht, d. h. für beide Richtungen des Erdbebens parallel zu den Fassaden und zu den beiden Grundrissdiagonalen. Dies war notwendig, um den Einfluss der räumlichen Ausbreitung der Bodenschichten zu erfassen.

Die Modellierung hat gezeigt, dass der Gründungsboden die auftretenden Kräfte aufnehmen kann, und sie hat sowohl die Schnittgrößen entlang der Tiefe als auch die räumlichen Setzungen am Kopf der Barettes geliefert. Damit wurde die Bewehrung der Barettes bemessen und die Federsteifigkeit der Barettes ermittelt, die der Bemessung der Untergeschosse und der Bodenplatte zugrunde gelegt wurde.

8 Fazit Planung und Bemessung wurden von der zu erwartenden Erdbebeneinwirkung bestimmt. Die Windeinwirkung wurde anhand von Windkanaltests auf 1/400-Modellen (sowohl starre als auch verformbare) untersucht. Sie haben gezeigt, dass die Gesamtwindlast etwa 25 MN beträgt und daher deutlich kleiner als die Gesamterdbebenkraft ist.

36

Bild 24. Bodenschichten unterhalb des Minaretts Fig. 24. Geotechnical profile underneath the minaret

Diese wurde anhand von Pushover-Analysen auf über 100 MN (maximale Werte) und über 80 MN (elastische Grenze) berechnet, während die maximal erwartete Verschiebung an der Spitze der Kerne – die ZV, etwa 1,08 m beträgt. Dabei treten hohe plastische Verformungen in den hochduktilen Bauteilen auf.

Die Erdbebenbemessung des Tragwerkes entspricht den Funktionsanforderungen des EC 8 [4], die eine optimale Energiedissipation während des Bemessungserdbebens anstreben und gleichzeitig diejenigen Tragelemente schützen, die quasi-elastisch bleiben sollen. Zu diesem Zweck wurde die Tragfähigkeit der Elemente so hierarchisiert, dass diese von den hochduktilen Elementen, über die weniger duktilen Elemente bis zu denjenigen für die ein elastisches Verhalten angestrebt wird, immer höher wird.

Die erste Kategorie beinhaltet die Fassaden-Stahlverbände und die Hauptunterzüge der Stahlbetondecken, die zweite die Bereiche am Fuß der Kerne und die Koppelwände an der Spitze der Kerne und die letzte die restlichen Bereiche der Kerne und die Elemente des Gründungssystems (Untergeschosse, Bodenplatte und Barettes). Das Bemessungskonzept und das angewandte Verfahren wurden mittels Pushover-Analysen bestätigt. Die seismische Sicherheit des Tragwerks konnte dadurch nachgewiesen werden, dass die plastischen Verformungen nur in den duktilen Elementen registriert wurden und sich ihre maximalen Werte – sogar für Verschiebungen entsprechend der 1,5fachen ZV, in einem sicheren Abstand zu den Bruchwerten befinden.

Am Projekt Beteiligte Bauherr: Agence Nationale de Réalisation et de Gestion de la Mosquée de l’Algérie, Algier (im Auftrag der algerischen Regierung)

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D. Constantinescu/D. Köber/J. Akkermann · Das Minarett der Großen Moschee von Algerien – Ein Tragwerk der besonderen Art

Generalplanung: Planungsgemeinschaft KSP Jürgen Engel Architekten, Frankfurt/KREBS+KIEFER International, Darmstadt Architektur: KSP Jürgen Engel Architekten Tragwerksplanung: KREBS+KIEFER Ingenieure GmbH, Karlsruhe* Bodengutachten: Smoltczyk & Partner, Stuttgart Windgutachten: Wacker Ingenieure, Birkenfeld Generalunternehmer: China State Construction Engineering Corporation Ltd, Peking/Algier * hierbei ist der Beitrag der Kollegen K. Golonka, M. Friedrich und M. Neacsu besonders zu erwähnen

[2] Akkermann, J., Constantinescu, D., Hewener, A.: Die Große Moschee von Algerien – Ein Monument in Starkbebengebiet.

Bautechnik 92 (2015), H. 1, S. 42–49.

[3] Constantinescu, D., Akkermann, J.: Auslegung von Bauwerken gegen Erdbeben nach Eurocode 8. Anwendung am Beispiel internationaler Projekte. Tagungsband Dresdner Stahlbaufachtagung, Dresden 2011, S. 205–252.

[4] EN 1998-1: :2010-12: Eurocode 8: Auslegung von Bauwerken gegen Erdbeben – Teil 1: Grundlagen, Erdbebeneinwirkungen und Regeln für Hochbauten.

[5] Constantinescu, D.: Eurocode 8: Tragwerksplanung von Bauten in Erdbebengebieten. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (1997), H.472, S. 51–69.

[6] EN 1992-1-1:2011-01: Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau.

[7] EN 1993-1-1:2010-12: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau.

Literatur Autoren dieses Beitrages: [1] Constantinescu, D., Köber, D.: The Minaret of the Great Mosque in Algiers, a Structural Challenge. Open Journal of Civil Engineering 3 (2013), H. 2A, S. 27–39, veröffentlicht Online (http://www.scirp.org/journal/ojce) Archive, 2013, 2A, DOI: 10.4236/ojce.2013.32A004.

Prof. Dr.-Ing. Dan Constantinescu, dan.constantinescu@gmx.de, Dr.-Ing. Dietlinde Köber, kober_dietlinde@yahoo.com, Prof. Dr.-Ing. Jan Akkermann, akkermann.jan@kuk.de, KREBS + KIEFER Ingenieure GmbH, Karlstraße 46, 76133 Karlsruhe

Dissertationen Optimierung von Sandwichwandbauteilen mit PUR-Kern und Stahldeckschichten Dr.-Ing. Aneta Kurpiela (TU Darmstadt) Sandwichelemente sind heutzutage sehr beliebt und werden vor allem als Gebäudehülle für Industriebauten wie Werks- und Logistikhallen oder Kühlhäuser verwendet. Obwohl im Bereich des Maschinenbaus einige Ansätze zur Optimierung von Schichtkonstruktionen bestehen, fehlte bisher der Ansatz zur Optimierung von Sandwichbauteilen, die als Wandverkleidungen und Dacheindeckungen von Gebäuden verwendet werden. Hierfür sind spezielle Anforderungen zu berücksichtigen, die durch die anfallenden Belastungsarten, mögliche Verlegungsvarianten und Herstellungsbedingungen entstehen. Im europäischen Raum werden vorwiegend Sandwichbauteile mit PUR-Kern und Stahldeckschichten verwendet. Diese werden in der hier genannten Arbeit betrachtet. Hierbei wird die Optimierung von Sandwichbauteilen als eine gegenseitige Anpassung

der geometrischen und mechanischen Eigenschaften behandelt. Die so optimierten Elemente sollen eine möglichst hohe Beanspruchbarkeit und möglichst geringe Materialkosten aufweisen. Bei dieser Zielsetzung ergibt sich eine Optimierungsaufgabe mit zwei konkurrierenden Zielen. Aus diesem Grund wird die Pareto-Optimierung als Lösungsmethode angewendet. Bevor ein Optimierungsalgorithmus entstehen konnte, musste im Vorfeld der Einfluss der einzelnen Parameter auf die Tragwirkung und die Kosten der Bauteile definiertet werden. Vor allem die Beschreibung der Tragwirkung der Bauteile in Abhängigkeit von ihren einzelnen mechanischen und geometrischen Eigenschaften stellt einen wesentlichen Teil der Arbeit dar. Hierbei wurde insbesondere der Einfluss der einzelnen Parameter auf das Knitterversagen durch mehrere Reihen von mechanischen Versuchen näher untersucht. Anhand der Ergebnisse wurde die Knitterspannung in Abhängigkeit von der Geometrie der Deckbleche und der mechanischen Eigenschaften des Kernmaterials beschrieben.

Der aufgestellte Optimierungsalgorithmus ermöglicht es, für Bauteile mit

einer bestimmten Geometrieart das optimale Verhältnis der Tragwirkung und der Materialkosten zu finden. Hierbei können die Randbedingungen hinsichtlich der Herstellung und Anwendung der Bauteile flexibel definiert werden.

Anhand von durchgeführten Optimierungsberechnungen wird eine gegenseitige Anpassung der Bauteilparameter für bestimmte Materialkosten und gegebene Randbedingungen vorgenommen.

Die vorliegende Arbeit liefert ein Gesamtpaket zur Optimierung von Wandelementen aus Stahldeckschichten und PUR-Kernschicht: von der Bestimmung der Tragwirkung in Abhängigkeit der einzelnen Eigenschaften über einige „Entwurfsregeln“ für die Ausbildung der Deckblechgeometrien und Empfehlungen zur Produktion des Kernmaterials bis hin zur gegenseitigen Anpassung aller Optimierungsparameter unter Berücksichtigung der entstehenden Materialkosten.

Bezugsquelle: Veröffentlichung des Instituts für Stahlbau und Werkstoffmechanik, Heft 101, TU Darmstadt 2013, 270 Seiten, € 44,– ISBN 978-3-939195-35-1

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Fachthemen Ulrike Kuhlmann Ömer Bucak Ingbert Mangerig Bernd Kranz

Mathias Euler Michael Hubmann Andreas Fischl Andreas Hess

Jörg Herrmann Roland Zschech

DOI: 10.1002/stab.201510234

Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten Der Beitrag gibt einen Überblick über die Ergebnisse des ZUTECHForschungsvorhabens FOSTA P815, das sich mit dem Ermüdungsverhalten von geschweißten K- und KK-Knoten in Fachwerken aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten beschäftigt hat. Im Mittelpunkt des Beitrags stehen die experimentellen und numerischen Untersuchungen, die zu Planungs-, Fertigungs- und Bemessungsempfehlungen für die Praxis zusammengefasst wurden.

Fatigue-resistant trusses of circular hollow sections with thickwalled chords. This paper gives an overview about the results of the ZUTECH-Research Project FOSTA P815 dealing with the fatigue behaviour of welded K- and KK-joints in trusses made of circular hollow sections with thickwalled chords. The focus is laid on the experimental and numerical investigations that had been summarized to recommendations on planning, fabrication and design for practitioners.

1 Einleitung 1.1 Anwendungsbereich Geschweißte Fachwerkstrukturen aus Rundhohlprofilen unter Ermüdungsbeanspruchung weisen eine weite Verbreitung im Bauwesen und im Maschinen- und Anlagenbau auf. Dabei zählt der unversteifte K-Knoten (d. h. ohne Knotenbleche) zu einer häufig anzutreffenden Knotenform, bei der die an einen Gurt anschließenden Streben mit dem Gurt eine K-Form bilden. Man unterscheidet zwi-

Bild 1. Knotentypen: (a) K-Knoten und (b) KK-Knoten; Ausführung als (c) direkt geschweißte Knoten und (d) Gussknoten Fig. 1. Types of joints: (a) K-joints and (b) KK-joints; realisation as (c) directly welded joints and (d) cast joints

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schen ebenen und räumlichen K-Knoten, wobei letztere auch als KK-Knoten bezeichnet werden (Bilder 1a und 1b).

Prinzipiell kann die Ausführung von unversteiften Knoten in Hohlprofilfachwerken durch zwei Konstruktionsweisen erfolgen. Zum einen können die Fachwerkstäbe unmittelbar gestoßen werden (direkt geschweißte Knoten, hier als Schweißknoten bezeichnet, Bild 1c). Zum anderen besteht die Möglichkeit, die Fachwerkstäbe unter Verwendung eines Gussformteils (Gussknoten, Bild 1d) mittelbar miteinander zu verbinden. Schweißknoten, die Gegenstand dieses Beitrags sind, besitzen gegenüber der Gussknotenausführung mehrere wesentliche Vorteile.

Zum Ersten werden durch die direkte Verbindung die Gussformteile eingespart, die aufgrund ihrer individuellen Herstellung einen nicht unwesentlichen Kosten- und Zeitaufwand verursachen. Zum Zweiten lassen sich die Schweißknoten verhältnismäßig zuverlässig während der Nutzungsdauer auf eventuelle Ermüdungsrisse prüfen, da die Risseinleitung in der Regel an den Schweißnahtübergängen (Profilaußenseite) beginnt. Damit besteht die Möglichkeit einer frühzeitigen Rissdetektion bei einer Inspektion und einer anschließenden Instandsetzung durch eine Reparaturschweißung mit der Option für eine Ertüchtigung der ermüdungskritischen Tragwerksstellen durch eine Schweißnahtnachbehandlung. Zum Dritten wird der Planungs- und Ausführungsprozess gestrafft, da die relativ langen Vorlaufzeiten für die Herstellung der Gussformteile entfallen und mögliche Unterbrechungen durch Qualitätsmängel an den Gussformteilen, die gegebenenfalls einen Neuguss der Formteile erfordern, ausgeschlossen sind. Und schließlich reduziert sich die Anzahl der Stumpfstöße im Gurt auf die Montagestöße (Begrenzung der Transportlängen und Hubgewichte), da die Gurte im Knotenbereich durchlaufend ausgebildet werden können, was zu einer Erhöhung der Robustheit der Konstruktion beiträgt.

Nachteilig sind beim Einsatz von Schweißknoten die hohen Anforderungen an die Schweißbefähigung des fertigenden Unternehmens, da sich über den Umfang der GurtStreben-Verbindung die Nahtform und die Schweißposition kontinuierlich ändern. Im Gegensatz zu Gussknoten, bei denen durch eine günstige Ausformung der Gussformteile die Schweißnähte aus dem unmittelbaren Knotenbereich des Fachwerkknotens herausgeführt werden können, liegen die Schweißnähte bei Schweißknoten unmittelbar im Knotenbereich und damit in einem Bereich hoher Spannungskonzentrationen. Zur Reduktion der Spannungs-

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konzentrationen werden bei Schweißknoten die Gurtprofile gewöhnlich dickwandiger ausgeführt als bei Gussknoten.

1.2 Ermüdung Aufgrund der hohen Spannungskonzentrationen stellen die Verschneidungsbereiche von Gurt und Streben eines Schweißknotens Ausgangspunkte eines möglichen Ermüdungsversagens dar. Solche Orte werden auch als Hot Spots bezeichnet. Aufgrund dieser besonderen Beanspruchungssituation wird die Auslegung vieler Hohlprofilfachwerke mit direkt geschweißten Fachwerkknoten, wie z. B. im Offshore-Bereich oder im Brückenbau, durch das Ermüdungsverhalten maßgeblich bestimmt.

1.3 Dickwandigkeit Ein Trend der letzten Jahre geht dahin, vermehrt dickwandige Rundhohlprofile in zyklisch beanspruchten Konstruktionen des Bauwesens und Maschinen- und Anlagenbaus einzusetzen. Dadurch kommen nicht nur Gurtprofile mit einer großen Wanddicke t0 (absolute Dickwandigkeit), sondern auch solche mit einer geringen Gurtschlankheit von γ = d0/(2 × t0) < 12 (relative Dickwandigkeit) zum Einsatz (Tabelle 1).

Ein Beispiel für dickwandige Hohlprofilstrukturen sind die in den letzten Jahren gebauten Fachwerkbrücken Tabelle 1. Definition der Dickwandigkeit von Hohlprofilen Table 1. Definition of thickwalledness of tubular sections Wanddicke

dickwandig

dünnwandig

absolut, t0

t0 > tref

t0 ≤ tref

relativ, γ = d0/(2t0)

γ < 12

γ ≥ 12

Illustration

(Bild 2). Hierbei handelt es sich um eine optisch ansprechende Konstruktionsform, bei der die Untergurte und Streben entweder ebene oder räumliche Fachwerke aus Rundhohlprofilen bilden. Die Obergurte dieser Fachwerke werden in die betonierte Fahrbahnplatte integriert. Die Fachwerke weisen üblicherweise Gurtschlankheiten von 2 < γ ≤ 12 auf. Ein Überblick über bereits realisierte Brücken kann [7, S. 24 f] entnommen werden.

Zyklisch beanspruchte Hohlprofilfachwerke mit KKnoten kommen darüber hinaus als Auslegerkonstruktionen von Hafenmobilkranen für den permanenten Güterumschlag zum Einsatz. Gurtschlankheiten von γ ≥ 6 bei Wanddicken t0 > 20 mm für das Gurtprofil sind nicht unüblich. Auch im Offshore-Bereich werden Hohlprofilfachwerke mit Gurtschlankheiten im Bereich 8 < γ ≤ 12 vermehrt eingesetzt [9, S. 1278].

2 Stand der Technik und Forschung 2.1 Strukturspannungskonzept Die existierenden Bemessungsregeln für ermüdungsbeanspruchte Hohlprofilkonstruktionen basieren auf numerischen und experimentellen Untersuchungen, die nur unzulänglich dickwandige Fachwerkstrukturen berücksichtigen. Beispielsweise decken das Formelwerk nach CIDECT Design Guide [15] und die Empfehlungen des International Institute of Welding (IIW) [16] zur Ermittlung der Spannungskonzentrationen für geschweißte, ebene und räumliche K-Knoten mit Spalt nur den Geometriebereich von 12 ≤ γ ≤ 30 ab. Auf der anderen Seite gibt Eurocode 3, Teil 1-9, Tab. 8.7 [3] nur Ermüdungsfestigkeiten für einen stark vereinfachten Nennspannungsnachweis von ebenen dünnwandigen K-Knoten mit Wanddicken von t ≤ 8 mm an.

Unabhängig von seiner Gurtschlankheit kann der Ermüdungsnachweis eines K-Knotens in der Regel nicht wirtschaftlich unter Verwendung der Nennspannungen σnom in den angeschlossenen Gurt- und Strebenquerschnitten erfolgen, da die Nennspannungen die tatsächliche Beanspruchung im Verschneidungsbereich zwischen Strebe und Gurt, wie z. B. zusätzliche lokale Biegung in der Gurtwan-

Bild 2. Verbundbrücken mit Fachwerken aus Rundhohlprofilen: (a) über die BAB 73 bei Suhl/Lichtenfels mit ebenen Fachwerken (Schweißknoten) [13], (b) bei Korntal-Münchingen mit räumlichen Fachwerken (Gussknoten) [7] Fig. 2. Composite bridges with circular hollow section trusses: (a) over federal highway 73 near Suhl/Lichtenfels with uniplanar trusses (weld joints) [13], (b) near Korntal-Münchingen with multiplanar trusses (cast joints) [7]

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Bild 3. Gurt-Streben-Anschluss mit Nenn-, Struktur- und Kerbspannungsverlauf auf der Gurtoberfläche bei Gurtnormalkraft Fig. 3. Chord-to-brace junction with nominal, structural and notch stress distribution on chord surface under chord axial force

dung [10, S. 22], nur unzureichend beschreiben. Außerdem können bei den komplizierten Schweißverbindungen mehrere Stellen maßgebend werden [4, S. 26]. Aus diesem Grund wurde das so genannte Strukturspannungskonzept (auch Hot-Spot-Spannungsmethode genannt) entwickelt.

Beim Nachweis auf der Strukturspannungsebene steht nicht das geschweißte Konstruktionsdetail, z. B. Quersteife, wie beim Nennspannungsnachweis im Mittelpunkt, sondern dessen am meisten gefährdete Stelle (ermüdungskritische Kerbstelle), z. B. Nahtübergang einer Kehlnaht.

Diese Betrachtungsweise ist konsequent, da für das Ermüdungsversagen stets die Größe der örtlichen Beanspruchung an der Kerbstelle, d. h. die Kerbspannung, maßgebend ist.

Es wird davon ausgegangen, dass der Anstieg der an der Kerbe wirkenden örtlichen Spannungen (Kerbspannungen σnotch in Bild 3) gegenüber den Nennspannungen σnom durch eine strukturbedingte und eine schweißnahtbedingte Spannungskonzentration hervorgerufen wird [4, S. 82]. Die strukturbedingte Spannungskonzentration, die durch die

Bild 4. Geometrie eines räumlichen K-Knotens: (a) Seitenansicht in der Strebenebene, (b) Querschnitt, (c) Draufsicht einschließlich der Definition der Knotenproportionen b, γ und t Fig. 4. Geometry of a multiplanar K-joint: (a) side view in brace plane, (b) section, (c) top view including the definition of joint proportions b, γ and t

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Strukturspannungen σHS beschrieben wird, hängt von der globalen Geometrie des betrachteten Hohlprofilknotens ab, d. h. von der Strebenneigung und den Knotenproportionen, ausgedrückt z. B. durch das Durchmesserverhältnis b = d1/d0, die Gurtschlankheit γ = d0/(2 × t0) und das Wanddickenverhältnis t = t1/t0 (Bild 4). Die schweißnahtbedingte Spannungskonzentration, d. h. die Spannungserhöhung über die Strukturspannung hinaus, ist von der lokalen Ausprägung der Schweißnaht (Kerbradien, Schweißfehler usw.) und von den Schweißparametern (Höhe der Schweißeigenspannungen usw.) abhängig und wird durch eigens für das Strukturspannungskonzept entwickelte Kerbfallklassen erfasst.

2.2 Ermittlung der Strukturspannungen Die Strukturspannungen sind theoretische Größen, die nicht den in einer FE-Berechnung für den Schweißnahtübergang ermittelten Spannungswerten entsprechen, sondern die üblicherweise über eine Extrapolation der Spannungen aus einem von der Naht unbeeinflussten Bereich an den zu bewertenden Schweißnahtübergang abgeleitet werden. Um sicherzustellen, dass die Strukturspannungen nur den Einfluss der globalen Knotengeometrie beinhalten, sind die Stützstellen der Extrapolation ausreichend weit vom Schweißnahtübergang entfernt zu platzieren. In Bild 3 wurden beispielweise für eine lineare Extrapolation zwei Stützstellen gewählt, deren zugeordneten Spannungen keinen Einfluss der Nahtgeometrie mehr aufweisen.

Es war im Rahmen des Forschungsvorhabens zu klären, inwiefern die Regeln für einen Strukturspannungsnachweis von relativ dünnwandigen K-Knoten (γ ≥ 12) – speziell die Kerbfallklassifizierung, die Behandlung des Größeneinflusses, die Abstände der Stützstellen für eine Extrapolation der Strukturspannungen – auf einen Ermüdungsnachweis von relativ dickwandigen K-Knoten übertragbar sind.

Die einwirkende Strukturspannungsschwingbreite ΔσE,HS wird in der Praxis – neben der Möglichkeit einer FE-Berechnung mit anschließender Extrapolation der Spannungen – häufig mit Hilfe von Spannungskonzentrationsfaktoren (SCF) ermittelt. Die SCF gelten stets für eine bestimmte Beanspruchungsart und variieren über den Umfang des Gurt-Streben-Anschlusses. Um die Verwendbarkeit der SCF in beliebigen Beanspruchungssituationen zu sichern, werden die SCF für Elementarlastfälle (vgl. Bild 5) definiert. Die vorhandene Beanspruchung ist daher in einem ersten Schritt in die Elementarlastfälle zu zerlegen, und die zugehörigen Nennspannungsschwingbreiten Δσnom sind zu berechnen. In einem zweiten Schritt können dann die Schwingbreiten der Strukturspannungen für die einzelnen Elementarlastfälle mit Hilfe der SCF ermittelt werden.

In einem dritten Schritt lassen sich schließlich die Schwingbreiten der Strukturspannungen der einzelnen Elementarlastfälle nach Gl. (1) zur einwirkenden Strukturspannungschwingbreite ΔσE,HS für die betrachtete Stelle des GurtStreben-Anschlusses überlagern. Der erste Index der SCF und Nennspannungsschwingbreiten in Gl. (1) steht dabei für das belastete Fachwerkglied (0 = Gurt, 1 = Strebe). Der zweite Index kennzeichnet die Art der Belastung (ax = Normalkraft, ipb = Biegung in der Fachwerkebene, opb = Biegung aus der Fachwerkebene).

∆σ E,HS = SCF0,ax · ∆σ 0,ax + SCF0,ipb · ∆σ 0,ipb + + SCF0,opb ⋅ ∆σ 0,opb + SCF1,ax · ∆σ1,ax + + SCF1,ipb · ∆σ1,ipb + SCF1,opb · ∆σ1,opb (1)

2.3 Ermüdungsnachweis Im Ermüdungsnachweis wird die einwirkende Schwingbreite der Strukturspannungen ΔσE,HS, die bei mehrstufiger Schwingbeanspruchung durch ein einstufiges schadensäquivalentes Ersatzkollektiv repräsentiert werden kann, der Ermüdungsfestigkeit auf Strukturspannungsbasis ΔσR,HS unter Berücksichtigung des Wanddickeneinflusses und der Teilsicherheitsbeiwerte (γFf, γMf) gegenübergestellt (Gl. (2)). Nach CIDECT [15] darf für alle geschweißten Hohlprofilverbindungen von einem charakteristischen Referenzwert der Ermüdungsfestigkeit von ΔσC,HS = 114 N/mm² bei 2 Mio. Schwingspielen für eine Bezugswanddicke von 16 mm ausgegangen werden. Nach Eurocode 3, Teil 1-9 [3] gibt es bislang keine Angaben für die Ermüdungsfestigkeiten von Hohlprofilverbindungen im Rahmen eines Strukturspannungsnachweises.

γ Ff · ∆σ E,HS ≤

∆σ R,HS

(2)

γ Mf

3 Forschungsziele Das Forschungsvorhaben FOSTA P815 (IGF-Vorhaben Nr. 325 ZBG) [8] hat das Ermüdungsverhalten von geschweißten K- und KK-Knoten mit dickwandigen Gurten systematisch untersucht. Dabei wurde ein ganzheitlicher Ansatz verfolgt, der die Entwicklung von Planungs-, Fertigungs- und Bemessungsempfehlungen für den Ermüdungsnachweis zum Ziel hatte.

Bei der Erstellung der Planungsempfehlungen, die Vorschläge für Richtzeichnungen umfassen, wurde an die Ergebnisse eines abgeschlossenen BASt-Forschungsvorhabens [7] angeknüpft, das sich mit KK-Knoten im Straßenbrückenbau beschäftigte. Im Zuge der Formulierung von detaillierten Fertigungsempfehlungen, die u. a. Vorschläge für Schweißanweisungen beinhalten, wurden die üblichen Randbedingungen im Stahlbau bei der Herstellung von Fachwerkkonstruktionen aus Rundhohlprofilen recherchiert und dokumentiert. Diese Randbedingungen wurden gleichzeitig auch für die Herstellung repräsentativer Prüfkörper vereinbart, um eine Übertragbarkeit der Ergebnisse aus dem Forschungsvorhaben in die Praxis sicherzustellen. Die für die Fertigungsempfehlungen erforderlichen Informationen wurden neben den am Projekt beteiligten Hochschuleinrichtungen zum einen durch die Mitwirkung des projektbegleitenden Ausschusses und zum anderen durch die langjährige Expertise und die Recherche der Schweißtechnischen Lehrund Versuchsanstalt Halle GmbH (SLV) bei ausgewählten etablierten Stahlbauunternehmen zusammengetragen.

Für die Formulierung der Bemessungsempfehlungen, die schwerpunktmäßig aus der Bereitstellung von Festigkeitswerten für den Ermüdungsnachweis von relativ dickwandigen und im Schweißzustand belassenen K- und KK-

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Knoten bestehen, wurden umfangreiche experimentelle und numerische Untersuchungen durchgeführt, auf die im Folgenden detaillierter eingegangen wird. Daneben wurden weitere Aspekte wie der Einfluss einer Nachbehandlung mit einem höherfrequenten Hämmerverfahren oder einer Reparaturschweißung auf die Ermüdungsfestigkeit untersucht. Außerdem wurden SCF-Tafeln für ebene K-Knoten in Ergänzung zu [7] zur Berechnung der Strukturbeanspruchung erstellt.

4 Experimentelle Untersuchungen 4.1 Überblick Das Versuchsprogramm des Forschungsvorhabens umfasste Ermüdungsversuche an ebenen und räumlichen Einzelknoten mit K-Form in bauteilähnlichen Abmessungen, mehrere Ermüdungsversuchsreihen an Kleinprüfkörpern für Detailuntersuchungen (z. B. zur Auswahl der Prozessparameter für die Schweißarbeiten) und einen großmaßstäblichen Trägerversuch. Die Ermüdungsversuche an den Einzelknoten werden im Folgenden als Knotenversuche bezeichnet. Insgesamt wurden 81 Knotenversuche durchgeführt, wobei sich die Versuche auf drei Forschungsstellen verteilten. Da ausschließlich K-Knoten mit dickwandigen Gurten Gegenstand der Untersuchungen sein sollten, wiesen alle Prüfkörper eine vergleichbare Gurtschlankheit von 3,4 ≤ γ ≤ 4,5 (vereinzelt 6,35) auf (vgl. Tabelle 2).

Die Fertigung der Prüfkörper erfolgte durch ein einziges Stahlbauunternehmen unter praxisüblichen Bedingungen. Ziel war es dabei, homogene Prüfkörper für die Ermüdungsversuche zur Verfügung zu stellen, die eine systematische Beschreibung der physikalischen Einflussfaktoren auf das Ermüdungsverhalten von K- und KK-Knoten frei von zufälligen Streuungen verschiedener Fertigungsbetriebe zuließen.

4.2 Knotenversuche In den Knotenversuchen wurde das Ermüdungsverhalten von Einzelknoten mit K- und KK-Form und dickwandigen Gurten (γ < 12) unter der Einwirkung der in Bild 5 dargestellten Elementarlastfälle bei konstanter Amplitude (Wöhlerversuch) untersucht. In den Knotenversuchen wurden Gurtdurchmesser von 177,8 bis 508,0 mm bei Wanddicken von 20 bis 60 mm getestet. Die Streben besaßen Durchmesser von 88,9 bis 244,5 mm bei Wanddicken von 5 bis 25 mm. Die untersuchten K-Knoten wiesen eine einheitliche Strebenneigung von 60° auf.

Die Knotenversuche mit Strebenbelastung wurden an der Materialprüfungsanstalt (MPA) der Universität Stuttgart im Auftrag des Instituts für Konstruktion und Entwurf durchgeführt. Die Versuche unter Strebennormalkraft (mit einer im Gleichgewicht stehenden Gurtkraft) wurden auf einem Versuchsstand gefahren, der speziell für die Prüfung multiaxial beanspruchter Großbauteile von der MPA Stuttgart [17] konzipiert wurde (Bild 6a). Der Versuchsstand besteht aus einem Horizontalgerüst zur Simulation einer Gurtbelastung, das über einen horizontalen Prüfzylinder und ein entsprechendes Widerlager verfügt, und zwei Schräggerüsten, die jeweils einen Prüfzylinder zur Aufbringung der Strebenbelastung aufnehmen. Alle drei Prüfzylinder arbeiten synchron bei einem Kraftverhältnis von

42

Bild 5. Untersuchte Elementarbelastungen: (a) Gurtnormalkraft (0,ax), (b) Gurtbiegung (0,ipb), (c) Strebennormalkraft (1,ax), (d) Strebenbiegung (1,ipb) Fig. 5. Investigated elementary loading: (a) chord normal force (0,ax), (b) chord bending (0,ipb), (c) brace normal force (1,ax), (d) brace bending (1,ipb)

R = –1 (Wechselbelastung) und einer Frequenz von 0,5 bis 1,3 Hz. Die Versuche mit Strebenbiegung wurden in einem separaten Prüfstand mit nur einem Prüfzylinder durchgeführt, der am Ende einer Strebe eine Querkraft als Wechselbelastung (R = –1) aufbrachte (Bild 6b). Die Frequenz der Prüfkraft lag bei 1,4 bis 3,0 Hz. Ein Teil der Versuche mit Gurtbelastung wurde am Institut für Konstruktiven Ingenieurbau der Universität der Bundeswehr München (UniBWM) durchgeführt. Der Prüfstand für die Versuche mit Gurtnormalkraft ist in Bild 6c dargestellt. Bild 6d zeigt den Versuchsaufbau für Gurtbiegung, in dem die Prüfkörper in Vierpunktbiegeversuchen getestet wurden.

Im Labor für Stahl- und Leichtmetallbau der Hochschule für angewandte Wissenschaften München (HM) wurde der zweite und größere Teil der Versuche mit Gurtbelastung durchgeführt. Die Versuche mit Gurtnormalkraft erfolgten in einer 12-MN-Zugprüfmaschine (Bild 6e) bei einer Frequenz von 0,10 bis 0,15 Hz und einem Kraftverhältnis R von ca. 0,20, die Versuche mit Gurtbiegung in einem 600-kN-Pulsator als Vierpunktbiegeversuche bei einer Prüffrequenz von 20 bis 25 Hz und einem Kraftverhältnis von R = 0,10 bis 0,20. Hiervon ausgenommen war die Prüfung der Prüfkörper mit Gurten ∅ 508 mm bei Wanddicken von 40 und 60 mm, die in einem Resonanzprüfstand bei einer Prüffrequenz von 10 bis 15 Hz bei einem Kraftverhältnis von R = –1 getestet wurden (Bild 7).

In den Knotenversuchen wurde in der Regel, wie für Hohlprofilverbindungen üblich, der erste Wanddurchriss als Versagenskriterium vereinbart. Hierzu wurde in den luftdicht verschlossenen Hohlprofilen der Prüfkörper ein leichter Innendruck aufgebaut, der permanent überwacht wurde. Während der Ermüdungsversuche signalisierte der Abfall des Innendrucks den ersten Wanddurchriss. Durch das Versagenskriterium des ersten Wanddurchrisses ist sichergestellt, dass die Risse in der geschädigten Konstruktion (von außen) detektiert werden können und außerdem auf-

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Bild 6. Versuchsstände: (a) Strebennormalkraft (MPA Stuttgart), (b) Strebenbiegung (MPA Stuttgart), (c) Gurtnormalkraft (UniBWM), (d) Gurtbiegung (UniBWM), (e) Gurtnormalkraft (HM) Fig. 6. Test rigs: (a) brace axial force (MPA Stuttgart), (b) brace bending (MPA Stuttgart), (c) chord axial force (UniBWM), (d) chord bending (UniBWM), (e) chord axial force (HM)

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Bild 7. Prüfkörper mit Gurt ∅ 508 × 60 für Gurtbiegung im Resonanzschwingversuch (HM) Fig. 7. Test specimen with chord ∅ 508 × 60 for chord bending in resonance test (HM)

grund des noch begrenzten Schädigungsumfangs der Struktur eine Reparatur möglich ist.

4.3 Trägerversuch Um die Übertragbarkeit der Ergebnisse aus den Knotenversuchen auf großmaßstäbliche Tragwerke zu überprüfen, wurde an der Universität der Bundeswehr München ein großmaßstäblicher Fachwerkträger, der als 11,5 m weitspannender Dreigurtbinder mit zwei Obergurten und einem Untergurt konzipiert war, in einem Vierpunktbiegeversuch getestet. Die Gurtdurchmesser betrugen 193,7 mm bei einer Wanddicke von 25 mm. Als Strebenprofile wurden einheitlich ∅ 88,9 × 12,5 ausgeführt. Um Zwangskräfte aus einer statischen Unbestimmtheit zu vermeiden, wurde der Träger auf längsverschieblichen Rollenlagern aufgesetzt.

Der Fachwerkträger wurde über einen Prüfrahmen mittig mit anfangs zwei und später einem Prüfzylinder belastet.

Die Prüfkraft wurde mit R = 0,10 bei einer Frequenz von 0,3 bis 1,0 Hz aufgebracht (Bild 8). Im Gegensatz zu den Knotenversuchen, die unter Einstufenbelastung geprüft wurden, wurde der Träger aus versuchstechnischen Gründen einer mehrstufigen Schwingbeanspruchung ausgesetzt.

Bild 9. Schweißnahtkonfiguration: (a) Überblick; Schnitt an (b) Kronenspitze und (c) Kronenferse Fig. 9. Weld configuration: (a) overview; section at (b) crown toe and (c) crown heel

4.4 Versuche an der SLV Halle Angeregt durch die Diskussion im projektbegleitenden Arbeitskreis des Forschungsvorhabens wurde als Strebenanschluss eine Kombination aus Stumpfnaht an der Kronenspitze und Kehlnaht an der Kronenferse gewählt, die in einem schmalen Übergangsbereich kontinuierlich ineinander übergehen (Bild 9). Diese Anschlusskonfiguration erlaubt an der Kronenferse eine zuverlässigere und zugleich wirtschaftlichere Schweißnahtausführung im Vergleich zu einem umlaufenden Stumpfnahtanschluss der Strebe.

Die an der SLV Halle durchgeführten 39 Kleinversuche dienten zum einen der Auswahl des Schweißprozesses und der Festlegung günstiger Prozessparameter für die Prüfkörperherstellung und die Reparaturschweißung unter den besonderen Randbedingungen der Kronenspitze und -ferse. Dabei wurden in verschiedenen Testserien unterschiedliche Schweißpositionen und Nahtausbildungen bei Einsatz von MAG-Schweißen mit Massivdrahtelektrode (135) oder Fülldrahtelektrode (136) untersucht. Die entsprechend unterschiedlich hergestellten Probekörper wurden auf Ermüdung getestet. Die Ermüdungsversuche wurden mit R = 0,1 in einer servohydraulischen 250-kN-Prüfmaschine und einem Hochfrequenzpulsator bei konstanter Spannungsamplitude durchgeführt.

Darüber hinaus verfolgten die Kleinversuche das Ziel einer Abschätzung der Ermüdungsfestigkeit der Nahtwurzelpunkte von einseitig geschweißten K-Knoten. Die Versuche dienten der Beurteilung des Ermüdungswiderstandes, wenn durch eine Schweißnahtnachbehandlung der Nahtübergänge deren Ermüdungsfestigkeit verbessert wurde und die kritische Kerbstelle dann im Nahtwurzelpunkt liegen kann.

4.5 Versuchsergebnisse 4.5.1 K- und KK-Knoten im Schweißzustand Bild 8. Großmaßstäblicher Fachwerkträgerversuch (UniBWM) Fig. 8. Large-scale truss girder test (UniBWM)

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Grundsätzlich kann festgestellt werden, dass bei allen im Schweißzustand getesteten K- und KK-Knoten die maßge-

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benden Ermüdungsrisse von außen sichtbar an den Schweißnahtübergängen initiiert wurden. In den Knotenversuchen trat unter Gurtnormalkraft und Gurtbiegung das Ermüdungsversagen (Versagenskriterium: erster Wanddurchriss) an den Schweißnahtübergängen von Kronenspitze und/ oder Kronenferse zum Gurt auf (Bild 10). Die Ermüdungsrisse verliefen anfangs entlang des Schweißnahtübergangs und zweigten nach einem gewissen Rissfortschritt ins Grundmaterial ab (Bilder 10b und 10d).

Unter Strebennormalkraft wurden Ermüdungsrisse ausschließlich im Spaltbereich der K-Knoten initiiert (Bild 11). Bei den Prüfkörpern mit t = t1/t0 = 0,25 (vgl.

Bild 4) trat das Ermüdungsversagen im Schweißnahtübergang zur Strebe auf. Bei einem Wanddickenverhältnis t = 0,63 lag der Ermüdungsriss am Schweißnahtübergang zum Gurt. Für die Versuche mit Strebenbiegung wurden bei t = 0,25 ebenfalls die Schweißnahtübergänge zu den Streben maßgebend. Allerdings trat hier der Wanddurchriss nicht ausschließlich an der Kronenspitze, sondern auch an der Kronenferse auf. Für die Prüfkörper mit t = 0,63

ging der maßgebende Ermüdungsriss bei Strebenbiegung in der Regel vom Schweißnahtübergang zum Gurt aus.

4.5.2 K-Knoten mit Schweißnahtnachbehandlung Die Nachbehandlung der Schweißnahtübergänge mit einem höherfrequenten Hämmerverfahren [6] führte grundsätzlich für alle untersuchten Lastfälle zu deutlich höheren ertragbaren Schwingspielzahlen (im Bereich ab 105 Schwingspielen) im Vergleich zu den unbehandelten Prüfkörpern.

Bei den nachbehandelten Prüfkörpern mit Gurtnormalkraft oder Gurtbiegung kam es entweder zu Ermüdungserscheinungen an den nachbehandelten Schweißnahtübergängen zum Gurt – vorrangig an der Kronenferse und nur vereinzelt an der Kronenspitze, oder es trat eine Verschiebung des Versagensortes von den Schweißnahtübergängen hin zur Schweißnahtwurzel auf, die wegen der Unzugänglichkeit nicht nachbehandelt werden konnte.

Ausgehend von der Schweißnahtwurzel wuchsen die Er-

Bild 10. Ermüdungsversagen unter Gurtbelastung: (a) Versagen an der Kronenspitze, (b) Blick auf Kronenspitze, (c) Versagen an der Kronenferse, (d) Blick auf Kronenferse (Pfeile kennzeichnen Riss) Fig. 10. Fatigue failure under chord loading: (a) failure at crown toe, (b) view of crown toe, (c) failure at crown heel, (d) view of crown heel (arrows mark crack)

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Bild 11. Ermüdungsversagen unter Strebennormalkraft bei t = t1/t0 = 0,63 (vgl. Bild 4): (a, e) Kronenferse und (b, f) Kronenspitze der linken Strebe, (c, g) Kronenspitze und (d, h) Kronenferse der rechten Strebe; ★ = maßgebender Wanddurchriss Fig. 11. Fatigue failure under brace normal force for t = t1/t0 = 0,63 (Bild 4): (a, e) crown heel and (b, f) crown toe of left brace, (c, g) crown toe and (d, h) crown heel of right brace; ★ = critical through-wall-thickness crack

müdungsrisse entweder ins Grundmaterial des Gurtes, oder es kam zu Schweißnahtversagen.

Bei den nachbehandelten Prüfkörpern mit Strebennormalkraft und einem Wanddickenverhältnis t = 0,25 trat der Anriss nicht mehr wie bei den unbehandelten Prüfkörpern am Schweißnahtübergang zur Strebe auf, sondern wurde im Knoteninneren an der Schweißnahtwurzel zwischen Kronenspitze und Sattel initiiert. Bei den nachbehandelten Prüfkörpern mit Strebennormalkraft und einem Wanddickenverhältnis t = 0,63 erfolgte der Anriss wie bei den unbehandelten Prüfkörpern auf dem Gurt am Schweißnahtübergang der Kronenspitze. Wegen der deutlichen Erhöhung der Ermüdungsfestigkeit konnte aus versuchstechnischen Gründen (vorzeitiges Versagen der Krafteinleitung) für diese Prüfkörper jedoch kein Wanddurchriss herbeigeführt werden.

4.5.3 Trägerversuch Der großmaßstäbliche Fachwerkträger wurde in zwei Ermüdungsversuchen getestet. Nach dem ersten Ermüdungsversuch wurden die Fachwerkknoten mit Ermüdungsversagen repariert und die Prüfung als zweiter Ermüdungsversuch bis zum erneuten Versagen fortgesetzt. Die Schädigungen infolge Ermüdung traten an den höchstbeanspruchten Knoten auf, entweder im Schweißnahtübergang zur Strebe oder im Schweißnahtübergang zum Gurt. Die Knoten, die im zweiten Ermüdungsversuch mit einem höherfrequenten Hämmerverfahren [6] nachbehandelt wurden, zeigten keine Ermüdungserscheinungen.

Für zwei ausgewählte Schadensstellen – eine am Obergurt und eine am Untergurt – wurde ein Vergleich der erreichten Ermüdungsfestigkeiten mit den Festigkeitswerten aus den Knotenversuchen vorgenommen. Hierzu war eine Schädigungsberechnung erforderlich, da der Träger-

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versuch unter einem mehrstufigen Lastkollektiv geprüft wurde. Es wurde von einer linearen Schadensakkumulation nach Palmgren-Miner ausgegangen. Bei Berücksichtigung des Einflusses von Mittelspannung und Wanddicke am Versagensort zeigt sich, dass die Ergebnisse des Fachwerkträgers mit den in diesem Forschungsvorhaben abgeleiteten Ermüdungsfestigkeiten für die Einzelknoten vergleichbar sind (vgl. Bild 12).

4.5.4 Versuche an Kleinprüfkörpern Die Versuche an den Kleinprüfkörpern zeigten in Übereinstimmung mit den Knotenversuchen, dass die Schweißnahtwurzelpunkte bei einer Nachbehandlung der Schweißnahtübergänge zu Schwachstellen eines K-Knotens bei Beanspruchung durch Gurtnormalkraft oder Gurtbiegung werden können. Das Kerbdetail der Schweißnahtwurzel bei einseitig ausgeführten Schweißverbindungen hat in den Kleinversuchsserien eine charakteristische Ermüdungsfestigkeit (Versagenswahrscheinlichkeit nach [3]) für das Nennspannungskonzept von 56 N/mm² bei Massivdrahtschweißen und von 71 N/mm² bei Fülldrahtschweißen ergeben. Dabei ist bereits eine Abminderung der Ergebnisse aus den Kleinversuchen auf 80 % zur Berücksichtigung eines Bauteileinflusses (Eigenspannungen) enthalten.

Bei Auswertung der Kleinversuchsserien nach dem Strukturspannungskonzept ergab sich eine charakteristische Ermüdungsfestigkeit von 64 N/mm² bei Massivdrahtschweißen und von 80 N/mm² bei Fülldrahtschweißen für das Kerbdetail der Schweißnahtwurzel. Dabei berücksichtigt eine in den Festigkeitsangaben bereits enthaltene Abminderung auf 80 % einen möglichen Bauteileinfluss.

Die angegebenen Werte können als Anhaltspunkte zur Beurteilung der Ermüdungsfestigkeit von K-Knoten dienen, wenn der Ermüdungswiderstand deren Schweiß-

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nahtübergänge durch eine Schweißnahtnachbehandlung wesentlich verbessert wurde.

5 Numerische Untersuchungen 5.1 Strukturspannungen in den Versuchen

dungsfestigkeit bei R = –1 im Vergleich zu R = 0 für Bauteile mit hohen Eigenspannungen und für eigenspannungsfreie Bauteile nach [12, Bild 12.4-2]) auf das Niveau der Versuche mit Schwellbeanspruchung umgerechnet (Gl. (3)).

Außerdem wurden aus Gründen der Vergleichbarkeit die in den Versuchen aufgebrachten ertragbaren Strukturspannungsschwingbreiten, die zu einem Versagen der Prüfkörper mit unterschiedlichen Wanddicken führten, gemäß den Bemessungsempfehlungen nach CIDECT [15] auf ein Versagen in der Bezugswanddicke von tref = 16 mm skaliert (Gl. (4)). Das bedeutet, dass der Größeneinfluss ausschließlich als Wanddickeneinfluss interpretiert wurde (proportionaler Größeneinfluss). Eine Berücksichtigung eines nichtproportionalen Größeneinflusses erschien mit Blick auf das Ergebnis der im Folgenden dargestellten statistischen Auswertung nicht erforderlich.

Zur Ermittlung der Strukturspannungen der im Rahmen dieses Forschungsvorhabens durchgeführten Ermüdungsversuche und für die Erstellung eines Tafelwerks mit praxisgerecht aufbereiteten SCF wurde ein parameterisiertes, räumliches FE-Modell eines K-Knotens aus Volumenelementen erstellt. Hierzu wurde die Software ANSYS 14.0 verwendet. Das FE-Modell wurde durch Dehnungsmessungen, die im Zuge statischer Vorversuche durchgeführt wurden, validiert.

Die getesteten Prüfkörper in diesem Forschungsvorhaben unterschieden sich nicht nur hinsichtlich ihrer DurchR =−1 messer, Wanddicken und Belastung, sondern auch hin∆σ HS (3) ∆σ RHS= 0 = sichtlich ihrer Herstellung (Schweißposition), die einen 1,125 Einfluss auf die Geometrie der Schweißdetails hatte. Aus −0,06·log N diesem Tabelle 1. Grund wurden die Bauteil- und Schweißnahtgeot =16 = ∆σ t ≠16 ·  16  (4) metrie aller Prüfkörper genau aufgenommen und die Prüf∆σ HS HS   t  körper zu homogenen Gruppen zusammengestellt, für die ______________________________________________________________ eine gemeinsame Nachrechnung mit den Mittelwerten der Wanddicke dickwandig dünnwandig _______________________________________________________ 5.2 Erreichte Schwingspielzahlen gemessenen Geometrien erfolgte. absolut, t t > tref t ≤ tref _______________________________________________________ Das 0Versuchsprogramm0 umfasste Versuche mit0 unterrelativ, γ = d0/(2t γ < 12 R (Tabelle 2). γFür ≥ 12die Bei einzelnen Knotenversuchen war es aus technischen schiedlichem Spannungsverhältnis 0) _______________________________________________________ Gründen nicht möglich, das für Hohlprofilverbindungen Bewertung der Knotenversuche mit Wechselbelastung (R = –1) erschien es erforderlich, mäßig hohe Eigenspan- üblicherweise anzuwendende Versagenskriterium Erster Illustration nungen und einen damit verbundenen MittelspannungsWanddurchriss über eine Druckluftmessung zu bestimmen. d0 t0 einfluss anzunehmen. Die in diesen Versuchen erreichten Stattdessen wurde das Versagenskriterium Bruch (= Verlust Ermüdungsfestigkeiten wurden mittels Division durch der Tragfähigkeit des Prüfkörpers) aufgezeichnet. Gemäß _______________________________________________________ 1,125 (Mittelwert der Erhöhungsfaktoren für die Ermü- [14, S. 125] kann das Verhältnis der Schwingspielzahlen Tabelle 2.2. Überblick über die durchgeführten Ermüdungsversuche [8] Tabelle Table 2. Overview of performed fatigue tests [8]

______________________________________________________________________________________________________ Symbol Serie Belastung R Form Gurt Strebe γ Anzahl ______________________________________________________________________________________________________ 1 Gurtbiegung >0 K 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 5 1 Gurtnormalkraft >0 K 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 2 1 Strebenbiegung -1 K 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 3 1 Strebennormalkraft -1 K 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 9 ______________________________________________________________________________________________________

2 Gurtbiegung >0 K 177,8 × 20 88,9 × 12,5 4,45 5 2 Gurtnormalkraft >0 K 177,8 × 20 88,9 × 12,5 4,45 2 2 Strebenbiegung -1 K 177,8 × 20 88,9 × 12,5 4,45 2 2 Strebennormalkraft -1 K 177,8 × 20 88,9 × 12,5 4,45 8 ______________________________________________________________________________________________________ 3 Gurtbiegung >0 K 273,0 × 40 139,7 × 10 3,41 5 ______________________________________________________________________________________________________ 4 Gurtbiegung >0 K 273,0 × 40 139,7 × 16 3,41 4 4 Gurtbiegung -1 K 508,0 × 40 244,5 × 25 6,35 2 4 Gurtbiegung -1 K 508,0 × 60 244,5 × 25 4,23 2 ______________________________________________________________________________________________________ 2 5 Gurtbiegung -1 K 273,0 × 40 139,7 × 10 3,41 ______________________________________________________________________________________________________ 6 Gurtbiegung >0 KK 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 2 6 Gurtnormalkraft >0 KK 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 2 ______________________________________________________________________________________________________

8 kombiniert -1 K 177,8 × 20 88,9 × 5 4,45 2 8 kombiniert -1 K 177,8 × 20 88,9 × 12,5 4,45 2 ______________________________________________________________________________________________________ Träger kombiniert 0,1 K 193,7 × 25 88,9 × 12,5 3,87 – Träger kombiniert 0,1 KK 193,7 × 25 88,9 × 12,5 3,87 – ______________________________________________________________________________________________________ HINWEIS: Testserie 7 beinhaltete nachbehandelte K-Knoten, s. Details in [8]

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Tabelle 3.

__________________________________________________________________________________ Referenzwert Referenz Daten12_038-051_Kuhlmann (234)_2sp_cs6.indd 47Wöhlerkurve

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für die Versagenskriterien Erster Wanddurchriss und Bruch bei K-Knoten mit γ ≥ 12 näherungsweise mit 1 : 1,49 angegeben werden. Es wurde angenommen, dass diese Abschätzung auch für K-Knoten mit γ < 12 gilt. Bei den betroffenen Knotenversuchen mit Bruch wurde daher die Schwingspielzahl beim Ersten Wanddurchriss im Rahmen der Auswertung mit dem 0,67fachen der Schwingspielzahl bei Bruch angesetzt.

Beim Trägerversuch konnte der erste Wanddurchriss ebenfalls nicht durch eine wie in Abschnitt 4.2 beschriebene Druckluftprüfung festgestellt werden. Zur Abschätzung der Schwingspielzahl beim ersten Wanddurchriss wurde daher die Schwingbelastung in bestimmten Intervallen reduziert, um Rastlinien auf der später zu bewertenden Bruchfläche zu erzeugen, die eine Abschätzung des Rissfortschrittes und somit auch der Schwingspielzahl beim ersten Wanddurchriss erlaubte.

5.3 Statistische Auswertung der Versuche Bild 12 zeigt die Ergebnisse aller Ermüdungsversuche aus [8] an im Schweißzustand belassenen K- und KK-Knoten zusammen mit der Wöhlerkurve aus der linearen Regression, die eine Überlebenswahrscheinlichkeit von 50 % besitzt. Die Darstellung zeigt die Ergebnisse mit bereits erfolgter Korrektur für den Mittelspannungseinfluss, den Wanddickeneinfluss und das Versagenskriterium.

Die charakteristischen Wöhlerkurven für geschweißte Rundhohlprofilverbindungen nach CIDECT Design Guide [15], an die sich diese statistische Auswertung anlehnt, wurden von van Wingerde et al. [14] auf der Basis von über 170 internationalen Ermüdungsversuchen abgeleitet. Bei der Ableitung in [14] wurde angenommen, dass der Maßstabseffekt vorrangig durch die Größe der versagenden Wanddicke kontrolliert wird (Wanddickeneinfluss) (vgl.

Gl. (4)). Die Bezugswanddicke wurde zu tref = 16 mm festgelegt. Der charakteristische Referenzwert der Ermüdungsfestigkeit bei 2 × 106 Schwingspielen wurde entsprechend [2] als 95 %-Fraktile eines einseitigen Vorhersageintervalls definiert. Es wurde von einer Normalverteilung (Verwen-

dung der Fraktilabstände für eine unendlich große Stichprobe) ausgegangen [14, S. 126].

Die Auswertung in [14] erfolgte für das Versagenskriterium Bruch und ergab einen charakteristischen Referenzwert ΔσC,HS = 114 N/mm² für die Ermüdungsfestigkeit der Bezugswanddicke bei 2 × 106 Schwingspielen nach dem Strukturspannungskonzept (Gl. (5)). Bei einer Auswertung der Versuchsdaten durch van Wingerde et al. für das Versagenskriterium Erster Wanddurchriss ergab sich aufgrund geringerer Streuungen für dieses Kriterium – im Vergleich zum Bruch – ein nur etwas kleinerer Referenzwert der Ermüdungsfestigkeit bei 2 × 106 Schwingspielen von ΔσC,HS = 107 N/mm² [14, S. 133].

log ∆σ R,HS =

(

)

1 16 · 12, 476 − log N + 0,06 · log N · log 3 t Basiskerbfall 114

Wanddickeneinfluss

(5) Der erste Term von Gl. (5) beschreibt die Wöhlerkurve (Kerbfall 114) der Bezugswanddicke von 16 mm im Zeitfestigkeitsbereich. Der Vorfaktor 1/3 steht für die Neigung der Wöhlerkurve von m = 3. Der zweite Term wird zu null für die Bezugswanddicke von 16 mm, da er den Wanddickeneinfluss erfasst. Für Wanddicken t < 16 mm ist dieser Term positiv und erhöht somit die Ermüdungsfestigkeit (positiver Wanddickeneinfluss). Bei Wanddicken t > 16 mm liefert der Term negative Werte und führt somit zu einer geringeren Ermüdungsfestigkeit. Der zweite Term bedingt ferner, dass die Wöhlerkurven für Wanddicken t > 16 mm steilere Neigungen als m = 3 aufweisen. Für Wanddicken t < 16 mm ergeben sich flacher geneigte Wöhlerkurven.

Alle Wöhlerkurven laufen bei N = 1 (statische Beanspruchung) zusammen. Im Dauerfestigkeitsbereich (> 5 × 106 Schwingspiele) verlieren die Kurven ihre Gültigkeit. Hier ist bei Schwingbeanspruchungen mit konstanter Amplitude ein horizontaler Verlauf der Wöhlerkurven anzunehmen.

Bei der statistischen Auswertung der vorgestellten Ermüdungsversuche an dickwandigen K- und KK-Knoten aus [8] wurde die Formulierung des Wanddickeneinflusses auf

Bild 12. Ermüdungsversuche aus [8] mit Modifikation für Wanddicken- und Mittelspannungseinfluss nach Gleichung (3) und (4) und Versagenskriterium nach Abschnitt 5.2 (Erklärung der Symbole in Tabelle 2) Fig. 12. Test data of [8] modified for effects of failing wall thickness and stress ratio R according to. Equation (3) and (4) and failure criterion according to Sec. 5.2 (for symbols see Table 2)

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Tabelle 3. Charakteristischer Referenzwert ΔσC,HS der Ermüdungsfestigkeit (Strukturspannungen) bei 2 Millionen Schwingspielen für die Referenzwanddicke 16 mm; Versagenskriterium: Erster Wanddurchriss Table 3. Characteristic reference value ΔσC,HS of fatigue strength (structural stresses) for 2 million stress cycles for reference wall thickness 16 mm; failure criterion: through-wall-thickness crack Referenzwert ΔσC,HS [N/mm2] K/KK-Knoten γ < 12 Hohlprofilknoten γ ≥ 12 a

Wöhlerkurve vorgebene Neigung

freie Neigung

Referenz

Datenpunkte

104 m=3

116 m = 3,41

FOSTA P815 [8]

59

106 m=3

114 m = 3,29

FOSTA P815 [8] + EPFL [1,11]

73

107a m=3

–

van Wingerde et al. [14, S. 133]

115

Annahme einer unendlich großen Stichprobe

die Ermüdungsfestigkeit von Rundhohlprofilverbindungen nach Gl. (5), zweiter Term übernommen. Die Anpassung an die Versuchsdaten für dickwandige K- und KK-Knoten erfolgte lediglich über eine Modifikation des Basiskerbfalls im ersten Term von Gl. (5). Die durchgeführte statistische Auswertung wurde ausschließlich für das Versagenskriterium Erster Wanddurchriss durchgeführt, da bei den dickwandigen Prüfkörpern nur vereinzelt ein Prüfkörperbruch herbeigeführt werden konnte. Für die statistische Auswertung der im Schweißzustand belassenen K- und KK-Knoten konnten 59 Ergebnisse aus den Knotenversuchen herangezogen werden (Bild 12).

In Tabelle 3 werden die Ergebnisse der statistischen Auswertung nach der Vorgehensweise von [2] unter Berücksichtigung des Stichprobenumfangs zusammengefasst. Es zeigt sich, dass die getesteten relativ dickwandigen K- und KK-Knoten bei Vorgabe der Neigung m = 3 für die lineare Regression kein signifikant schlechteres Ermüdungsverhalten als die relativ dünnwandigen Rundhohlprofilverbindungen aufweisen.

6 Empfehlungen 6.1 Empfehlungen für die Planung Die Dimensionierung der einzelnen Fachwerkstäbe und der Verbindungen lässt sich bei versteifungsfreien Fachwerkknoten aus Rundhohlprofilen nicht wie bei Blechkonstruktionen vollständig voneinander trennen. Durch die unversteifte Ausbildung können die Fachwerkknoten gegenüber den Stäben für das Fachwerk bemessungsbestimmend werden. Da die Tragfähigkeit und der Ermüdungswiderstand der unversteiften Fachwerkknoten wesentlich von der Geometrie der anschließenden Fachwerkstäbe abhängen, werden so indirekt die geometrischen Abmessungen der anschließenden Stäbe festgelegt. Es wurde daher ein Vorschlag für Richtzeichnungen als praxisnahe und transparente Arbeitshilfe für die Planung von K- und KK-Knoten in ermüdungsbeanspruchten Fachwerkkonstruktionen mit dickwandigen Gurten erarbeitet, der auf den durch das Heft B71 [7] der BASt-Berichtsreihe Brücken- und Ingenieurbau zusammengetragenen Informationen aufbaut.

6.2 Empfehlungen für die Fertigung Bei einem dickwandigen Hohlprofilfachwerk, das gewöhnlich große Nahtvolumina aufweist, entscheidet die Schweiß-

nahtausbildung zu einem großen Teil über dessen Wirtschaftlichkeit, aber auch Zuverlässigkeit. Im Kranbau und im Hochbau hat sich eine Form des Strebenanschlusses bewährt, bei der eine Stumpfnaht an der Kronenspitze in eine Kehlnaht an der Kronenferse des Strebenanschlusses übergeht. Im Gegensatz dazu ist bei Offshore-Konstruktionen mit begehbaren Hohlprofilen eine umlaufende Stumpfnaht gegebenenfalls in Kombination mit einer Wurzelschweißung von der Innenseite aus üblich.

Die bisher durchgeführten Ermüdungsversuche an relativ dickwandigen K-Knoten (γ < 12) orientierten sich am Offshore-Bereich ([1], [11]) und wiesen daher ausschließlich eine umlaufende Stumpfnaht für den Strebenanschluss auf. Allerdings ist eine umlaufende Stumpfnaht bei nicht begehbaren Hohlprofilkonstruktionen aus schweißtechnischer Sicht nicht für alle Knotengeometrien empfehlenswert. Bei geringen Strebenwinkeln θ können Flankenbindefehler und eine ungenügende Wurzelfassung (verdeckter Wurzelpunkt) aufgrund der eingeschränkten Zugänglichkeit im Strebenfersenbereich nicht ausgeschlossen werden.

Außerdem führt eine Stumpfnaht an der Kronenferse zu sehr großen Nahtvolumina, die mit einem erheblichen Arbeitsaufwand und einem hohen Wärmeeintrag mit zusätzlich eingeprägten Eigenspannungen verbunden sind.

Aus diesem Grund wurden im Rahmen des Forschungsvorhabens ausschließlich Prüfkörper mit K- und KK-Knoten untersucht, deren Strebenanschlüsse über eine Kombination aus Stumpfnaht an der Kronenspitze und Kehlnaht an der Kronenferse ausgeführt wurden. Für diese Ausführung wurden detaillierte Muster-Schweißanweisungen erstellt, in denen besonders auf den Aspekt der Dickwandigkeit eingegangen wird. Weitere Aspekte, die in den Empfehlungen zur Fertigung thematisiert werden, sind: – Schweißnahtdicke der Kehlnaht an der Kronenferse – Schweißkantenvorbereitung, speziell Ausbildung des Übergangsbereichs zwischen Stumpfnaht an der Kronenspitze und Kehlnaht an der Kronenferse – Anordnung der Heftnähte, Schweißreihenfolge – Schweißpositionen – Schweißverfahren

6.3 Empfehlungen für die Bemessung Der charakteristische Referenzwert der Ermüdungsfestigkeit bei 2 × 106 Schwingspielen auf Basis von Strukturspannungen für die in diesem Forschungsvorhaben getesteten K-Kno-

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ten (und vereinzelt auch KK-Knoten) mit relativ dickwandigen Gurten (γ < 12) ergibt sich zu ΔσC,HS = 104 N/mm² für eine Bezugswanddicke von 16 mm und bei Vorgabe einer Neigung von m = 3 und zu ΔσC,HS = 116 N/mm² bei Verwendung der natürlichen Neigung aus der Regression (vgl. Tabelle 3). Als Versagenskriterium wurde der erste Wanddurchriss angesetzt. Die getesteten Knoten mit relativ dickwandigen Gurten schneiden somit hinsichtlich des Ermüdungsverhaltens nicht signifikant schlechter ab als dünnwandige K- und KK-Knoten (γ ≥ 12).

Die ermittelten Ermüdungsfestigkeiten basieren vorrangig auf Versuchen an ebenen K-Knoten. Mit Blick auf die Beanspruchung besteht nach Efthymiou [5] hinsichtlich der Spannungskonzentrationen an den ermüdungskritischen Details kein großer Unterschied zwischen K- und KK-Knoten. Aus diesem Grund erscheint es vertretbar, die hier ermittelten Ermüdungsfestigkeiten auch für KK-Knoten zu empfehlen. Die im Rahmen des Forschungsvorhabens stichprobenartig getesteten KK-Knoten belegen die Zulässigkeit eines solchen Vorgehens zumindest unter Gurtbelastung.

Die untersuchten K- und KK-Knoten hatten eine einheitliche Strebenneigung von 60° in der Strebenebene. Da die Bewertung der Versuchsergebnisse auf Basis von Strukturspannungen erfolgte, die eine eventuelle Erhöhung oder Verringerung der Beanspruchung bei Variation der Strebenneigung berücksichtigen, können die ermittelten Ermüdungsfestigkeiten auch für andere Strebenneigungen als repräsentativ angesehen werden.

Die Auswertung des Trägerversuchs hat gezeigt, dass die in den Knotenversuchen ermittelten Ermüdungsfestigkeiten auch auf Tragwerke übertragbar sind. Da der Trägerversuch eine Schwingbeanspruchung mit variabler Spannungsamplitude erfahren hatte, musste bei der Auswertung die Palmgren-Miner-Regel genutzt werden, die im vorliegenden Fall gute Ergebnisse lieferte.

Zur Begrenzung der Streuungen aus dem Fertigungseinfluss wurde in dem vorgestellten Forschungsvorhaben die Fertigung der Prüfkörper nur einem Stahlbauunternehmen übertragen. Eine gemeinsame statistische Auswertung der Versuchsergebnisse aus diesem Forschungsvorhaben und von Ermüdungsversuchen an ebenen Fachwerkträgern, die von einem schweizerischen Stahlbauunternehmen hergestellt und an der EPF Lausanne ([1], [11]) getestet wurden, zeigt jedoch, dass die ermittelten Ermüdungsfestigkeiten auch für die Prüfkörper aus Lausanne repräsentativ sind. Trotzdem wäre im Sinne der Verlässlichkeit der gefundenen Ermüdungsfestigkeiten eine stichprobenartige Überprüfung unter Einbeziehung mehrerer Stahlbauunternehmen zur Abdeckung der Fertigungsstreuungen begrüßenswert.

Der Einfluss der Dickwandigkeit auf die Ermüdungsfestigkeit (Größeneinfluss) konnte für die untersuchten Kund KK-Knoten ausschließlich als Wanddickeneinfluss mit der bestehenden CIDECT-Regel für geschweißte Rundhohlprofilverbindungen hinreichend genau erklärt werden. Ein ausgeprägter Einfluss der Gurtschlankheit (relative Dickwandigkeit, vgl. Tabelle 1) konnte nicht festgestellt werden.

Daher kann die Anwendung des Wanddickeneinflusses nach CIDECT Design Guide [15] auch für dickwandige Kund KK-Knoten im untersuchten Geometriebereich empfohlen werden.

50

Hinsichtlich der Bemessungsempfehlungen für nachbehandelte und reparierte K- und KK-Knoten mit dickwandigen Gurten sowie zur Ermittlung der Strukturspannungen wird auf [8] verwiesen.

7 Ausblick Für eine Verbreitung der in diesem Beitrag vorgestellten Ergebnisse bei der Auslegung von Fachwerken im bauaufsichtlich geregelten Bereich des Bauwesens wird angestrebt, diese bei der kommenden Novellierung von Eurocode 3, Teil 1-9 [3] zu berücksichtigen. Hierzu ist eine entsprechende Weiterentwicklung des Strukturspannungskonzeptes nach Anhang B in [3] erforderlich. Um die Ergebnisse für die Praxis kurzfristig nutzbar zu machen, ist angedacht, sie in Form einer DASt-Richtlinie aufzubereiten, in die auch die Ergebnisse aus [8] Eingang finden sollen. Damit wäre für die Nutzung ein bauaufsichtlicher Rahmen gegeben. Fragestellungen, die in diesem Zusammenhang schon aufgetaucht sind und noch einer Klärung erfordern, sind u. a. die erforderlichen Maßnahmen zur Qualitätssicherung und die Übertragbarkeit der Festigkeitswerte auf Großstrukturen mit Gurtdurchmessern von größer 500 mm.

Danksagung Die Autoren bedanken sich herzlich für die finanzielle Unterstützung des Forschungsvorhabens durch das Bundesministerium für Wirtschaft und Energie (BMWi). Das Forschungsvorhaben IGF-Nr. 325 ZBG (FOSTA P815) der Forschungsvereinigung Stahlanwendung (FOSTA) e.V. wurde über die AiF im Rahmen des Programms zur Förderung der Industriellen Gemeinschaftsforschung (IGF) vom Bundesministerium für Wirtschaft und Energie aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestages gefördert.

Weiterhin gilt Dank dem projektbegleitenden Ausschuss unter Betreuung von Herrn Dr. Nüsse (FOSTA) sowie allen Unternehmen der freien Wirtschaft, die das Forschungsvorhaben unterstützt haben, insbesondere Vallourec Deutschland GmbH, Düsseldorf, für die Bereitstellung des Rundhohlprofilmaterials (ca. 50 t) für alle Versuche; ZIS Industrietechnik GmbH, Meerane, für die Bereitstellung von mehreren Brennschnittmustern als Entscheidungshilfe für den projektbegleitenden Ausschuss; PITEC GmbH, Heudorf, für die Schweißnahtnachbehandlung der Prüfkörper; Maurer Söhne GmbH, München, für die Durchführung der Reparaturen an den Prüfkörpern und dem Fachwerkträger und die Applikation von Messtechnik für die Versuche an der Universität der Bundeswehr.

Literatur [1] Borges, L. A. C.: Size Effects in the Fatigue Behaviour of Tubular Bridge Joints. Dissertation, École Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL), Schweiz, 2008.

[2] Brozzetti, J., Hirt, M. A., Ryan, I., Sedlacek, G., Smith, I. F. C.: Background Documentation 9.01: Background information on fatigue design rules – Statistical evaluation – Chapter 9.

Eurocode 3 Editorial Group, 1989.

[3] DIN EN 1993-1-9: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten, Teil 1-9: Ermüdung. Berlin: Beuth Verlag 2010 (mit Nationalem Anhang DIN EN 1993-1-9/NA:2010-12).

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Hrsg.: bauforumstahl e.V. Eurocode 3 Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten, Band 2: Anschlüsse.

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Die spezifischen deutschen Regeln und Ergänzungen werden gegenüber dem europäischen Text erläutert, gleichzeitig wurden die Empfehlungen und Vorschläge, die für Deutschland nicht relevant sind, entfernt.

Es werden umfangreiche Kommentare zu den Regelungshintergründen gegeben, um das Normverständnis zu vertiefen. Komplettiert werden beide Werke durch eine Reihe von Berechnungsbeispielen.

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U. Kuhlmann et al. · Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten

[4] Dutta, D., Mang, F., Wardenier, J.: CIDECT-Monografie Nr. 7, Teil 1: Schwingfestigkeitsverhalten geschweißter Hohlprofilverbindungen. Comité International pour le Développement et l’Etude de la Construction Tubulaire (CIDECT). Beratungsstelle für Stahlverwendung, Düsseldorf, 1981.

[5] Efthymiou, M.: Development of SCF formulae and generalized influence functions for use in fatigue analysis. In: Proceedings of the Conference on Recent Developments in Tubular Joints Technology. Surrey, UK, 1988, pp. 2-1 bis 2-33.

[6] Gerster, P.: Praktische Anwendungen der PIT-Technologie.

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[8] Kuhlmann, U., Bucak, Ö., Mangerig, I., Kranz, B., Euler, M., Hubmann, M., Fischl, A., Hess, A., Herrmann, J., Zschech, R.: Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten – Schlussbericht Forschungsvorhaben FOSTA P815. Hrsg. Forschungsvereinigung Stahlanwendung e. V., Düsseldorf, 2014.

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[11] Schumacher, A.: Fatigue behaviour of welded circular hollow section joints in bridges. Dissertation, École Polytechnique Fédérale de Lausanne (EPFL), Schweiz, 2003.

[12] Seeger, T.: Grundlagen für Betriebsfestigkeitsnachweise Stahlbau Handbuch – Teil 1B. Köln: Stahlbau-Verlagsgesellschaft 1996.

[13] Stahl-Verbundbrücke über die A73 – 3. Preis für Bauteile und Systeme aus Stahl für das Bauen. Stahl-Innovationspreis.

Dokumentation 500, S. 34–35, Stahl-Informations-Zentrum, Düsseldorf, 2009.

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[15] Zhao, X.-L., Herion, S., Packer, J. A., Puthli, R. S., Sedlacek, G., Wardenier, J., Weyand, K., Wingerde, A. M. van, Yeomans, N. F.: CIDECT – Konstruieren mit Stahlhohlprofi-

len – Teil 8: Geschweißte Anschlüsse von runden und rechteckigen Hohlprofilen unter Ermüdungsbelastung. Comité International pour le Développement et l’Etude de la Construction Tubulaire (CIDECT), Köln: TÜV-Verlag 2001.

[16] Zhao, X.-L., Packer, J. A.: Recommended fatigue design procedure for welded hollow section joints. International Institute of Welding, Doc. No. XIII-1772-99 / XV-1021-99, 1999.

[17] Zirn, R.: Schwingfestigkeit geschweißter Rohrknotenpunkte und Rohrlaschenverbindungen. Dissertation, Universität Stuttgart, 1975.

Autoren dieses Beitrages: Prof.-Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann, u.kuhlmann@ke.uni-stuttgart.de Dipl.-Ing. Mathias Euler, mathias.euler@ke.uni-stuttgart.de Universität Stuttgart, Institut für Konstruktion und Entwurf Pfaffenwaldring 7, 70569 Stuttgart Dipl.-Ing. Michael Hubmann (ehemals Universität Stuttgart) Stahlbau Hubmann Leibnizstraße 9–11, 97204 Höchberg/Würzburg Prof. Dr.-Ing. Ömer Bucak, bucak@laborsl.de Hochschule München Labor für Stahl- und Leichtmetallbau Karlstraße 6, 80333 München Dipl.-Ing. (FH) Andreas Fischl M. Eng., andreasfischl@web.de (ehemals Hochschule München) TÜV SÜD Industrie Service GmbH Abteilung Fliegende Bauten/Freizeitparks Westendstraße 199, 80686 München Prof. Dr.-Ing. Ingbert Mangerig, ingbert.mangerig@unibw.de Dipl.-Ing. Andreas Hess, andreas.hess@unibw.de Universität der Bundeswehr München Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Werner-Heisenberg-Weg 39, 85577 Neubiberg Dr.-Ing. Bernd Kranz, kranz@slv-halle.de Dipl.-Ing. (FH) Jörg Herrmann, herrmann@slv-halle.de Dipl.-Ing. (FH) Roland Zschech, zschech@slv-halle.de Schweißtechnische Lehr- und Versuchsanstalt Halle GmbH Köthener Straße 33a, 06118 Halle (Saale)

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Fachthemen Jarosław Górski Tomasz Mikulski Magdalena Ozie˛bło Karol Winkelmann

DOI: 10.1002/stab.201510224

Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities An aluminium silo with initial imperfections is analysed. Two types of imperfection are considered. The first one takes the form of local indentations in the shell; their size and range are adopted on the basis of the standard guidelines. The second type is a global imperfection described through the use of its eigenforms and by means of two-dimensional random fields. The calculations are limited to two cases of loading: negative pressure and wind. The choice of the loading has been suggested in Eurocodes. In the case of wind load, the probability distribution of its direction is taken into account.

Einfluss geometrischer Imperfektionen auf die Belastbarkeit von Aluminium-Silokonstruktionen. Ein Aluminium-Silo mit anfänglichen Imperfektionen wird untersucht. Zwei Typen von Imperfektion werden angenommen. Der erste Typ sind lokale Vertiefungen der Hülle. Ihre Größe und Anordnung werden auf Grundlage von Normrichtlinien festgesetzt. Der zweite Typ ist eine globale Imperfektion, die mittels ihrer Eigenformen und zweidimensionaler Zufallsfelder beschrieben wird. Die Berechnungen sind auf zwei Lastfälle beschränkt, negativer Druck und Wind. Die Auswahl der Belastung wurde in Eurocodes vorgeschlagen. Bei der Windlast wird die Wahrscheinlichkeitsverteilung der Windrichtung berücksichtigt.

adopted on the basis of the guidelines included in the standards. The second type is a global imperfection. In this case the deformation of the silo shell is described through the use of its eigenforms and by means of two-dimensional random fields. The calculations were limited to two very important, independent load factors occurring in silo structures: negative pressure and wind. The choice of the loading has been suggested in Eurocodes [3] and [4] as well as in many papers on the subject (e. g. [9], [10], [14]). In the case of wind load, the probability distribution of its direction (described by the actual data) was also taken into account.

2 Silo model This paper includes a numerical limit state analysis of a cylindrical aluminium silo with V = 324 m3 capacity mounted on a steel space frame. The height of the silo shell is 25 m and the shell is made up of 10 rings (sheets), each one 2500 mm high. The silo sheet thicknesses are presented in Fig. 1a. The internal diameter of the shell is con-

1 Introduction A significant stage in the design of slender shell structures is establishing some assumptions concerning the dimensions, shape and location of initial geometric imperfections.

These initial defects are responsible for the occurrence of additional displacements and a change in stress distributions. The design codes and standards for metal structures provide only a simplified method for determining the quality of the shell in terms of the accuracy of its shape. That is the reason why a proper analysis of the structure should take into account the actual shape, location and size of its initial imperfections. The problem of determining the limit values of the parameters of imperfections and their impact on the stress/strain state of a shell structure is the subject of many papers (e. g. [1], [6], [11], [13]).

In this paper an aluminium silo with initial imperfections has been subjected to an analysis. The results presented here are a compilation of the data described in papers [7], [8] and [12]. An attempt has been made to compare the strain state of a structure of ideal geometry with that of a structure flawed with initial deflections. Two types of imperfection were considered. The first one takes the form of local indentations in the shell; their size and range were

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Fig. 1. a) Silo geometry and its sheet thicknesses, b) graph of limit negative pressure values in relation to the placement of the elliptical imperfection Bild 1. Geometrie des Silos und Wandstärken (a); Kurve der negativen Druckgrenzwerte in Abhängigkeit von der Position der elliptischen Imperfektion (b)

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stant at Dw = 4000 mm. The roof is formed as a dome with 536 mm maximum height and 5.5 mm thickness. The bottom of the silo forms a hopper 3340 mm high and 10.5 mm thick. The silo shell and roof are made from AlMg3 aluminium alloy with plasticity limit fe,min = 70 MPa, whereas the silo hopper is made from AlMgSi1 aluminium alloy with plasticity limit fe,min = 120 MPa. The FEMAP with NX Nastran (v.7) [5] and SOFiSTiK FEA (v.27) [15] programs were used to carry out the structural analysis of the silo. Quadrinodal flat shell elements QUAD4 were used. The finite elements constituting the grid of the silo have dimensions of 250 mm × 175 mm, where the first value corresponds to the vertical direction. In the areas of the silo support structure, the roof and the hopper, the mesh grid is denser, which is due directly to the silo geometry. In total, 11 232 shell elements and 11 304 nodes were used. The modulus of elasticity was E = 69 GPa, Poisson’s ratio ν = 0.3 (as for aluminium).

3 Local imperfections of the shell It is practically impossible to produce a silo shell that is ideally cylindrical. All structures of this type include deviations that are responsible for deformations of the shape of the shell originally intended. Many factors affect the shape and size of a deformation, with production technology being the most important.

Some permissible deviations in cylindrical silo shells are described in Eurocodes ([3], [4]). The codes provide a set of regulations that make it possible to approve the silo construction for use. The limit values for the geometric imperfections of a cylindrical silo shell are calculated according to this formula: tv0 = 0.01 · g

(1)

The limit depth of the indentation value tv0 is measured on length g corresponding to the maximum spread of the local dent, given in millimetres. Value g is calculated in compliance with the following formulas: gX = 4(Rt)0.5 – in the vertical direction

(2)

gq = 2.3 · ( 2Rt)0.25 – in the horizontal direction

(3)

g ≤ 2000 mm – for both cases

(4)

where R is the silo radius and t denotes the silo sheet thickness.

3.1 Silo with negative pressure loading The first stage of the analysis involves calculations performed for a silo with perfect geometry. The value of the limit pressure obtained is pu,ideal = 2.595 kPa, and this becomes a reference point for further calculations in which different types of geometric imperfections significantly reduce the loading capacity of the perfect silo.

The next stage is aimed at analysing how deviations of the lateral surface of the silo in the form of local dents influence its loading capacity. It has been assumed that the

Fig. 2. Finite element discretization of an ellipsoidal local dent [15] Bild 2. Diskretisierung einer ellipsoiden lokalen Vertiefung mittels finiter Elemente [15]

remaining parts of the silo (roof, hopper, supporting structure) are not subjected to any deformations. The parameters of the dent are estimated according to Eurocode ([3], Eqs. (1) to (4)), where g = 2000 mm and the corresponding depth of the dent is tvo = 20 mm, implying that this silo is a class C structure and exhibits great sensitivity to imperfections. An assumption has been made that the shape of the deformation reflects an ellipsoid with equal axes, with lengths expressed by g. Calculations include ten different heights of the deformation areas. The middle points of the dents are located at the following heights: 2.5, 6.25, 8.75, 11.25, 13.75, 16.25, 17.5, 18.75, 20.0, 21.5, 22.5 and 23.5 m, starting from the bottom of the lateral shell. Fig. 1b shows the results. It can be seen that the lowest load value obtained, pdent1 = 2.155 kPa, refers to the dent placed at 21.5 m.

Additional calculations were carried out for this series. The dent ellipsoid was changed, and although the length of the dent along the perimeter g and its depth tvo remained the same, the length of the dent along the generatrix was shortened to 600 mm (Fig. 2). The calculations were performed for three dent locations: 20.0, 21.5 and 22.5 m above the bottom of the shell. The maximum values of the calculated negative pressure reached pwg2a = 2.375 kPa, pwg2b = 2.355 kPa and pwg2c = 2.388 kPa respectively, so they were higher than the values relating to the limit negative pressure for the case involving a symmetric deformation, which is still lower than in the ideal shell.

The next calculation series introduced an initial deformation in the form of two dents situated on opposite sides of the silo cross-section at height h = 21.5 m, where the area of the deformation is most dangerous. The limit value of the negative pressure reached pwg3 = 2.173 kPa, which is higher than in the case of a single dent placed at the same elevation.

3.2 Silo with wind loading The wind load is the second type of loading considered in this paper. This load is described by the Eurocode [2]. To adjust the wind load correctly, a study on real-life survey was required. Some 36 measurements of wind direction and wind speed were taken in the area of Gdynia-Oksywie Airport between 2006 and 2008 by the Polish Institute of

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Meteorology and Water Management [17]. A histogram was used to illustrate the observed variation in the angle of wind load approach at a given time – shown in Fig. 3a in the form of a rose diagram. The measured wind speed is characterized by the following quantities [17]: minimum value vmin = 0 m/s, maximum value vmax = 24 m/s, mean value mv = 10.77 m/s, mode mv = 10.77 m/s, median vv = 11.5 m/s and standard deviation sv = 3.7 m/s. All these values are less than vcrit = 26 m/s, which is a maximum suggested by the design standards and, consequently, the latter value is used in the further analysis.

On the basis of these observations, an assumption of the arbitrariness of the angle of wind approach in relation to the adopted initial imperfection seems reasonable when analysing an axisymmetric construction. Also, an assumption of the highest wind speed given in the standards seems justified. The wind load, characterized by these parameters can be transferred to numerical computations.

The characteristic value of the wind load used in the numerical model was calculated by applying the following formula: we = qp(ze) · Cpe

(5)

It has been assumed that the constant component of the wind pressure, independent of the height of the structure and the wind incidence angle (using the top speed of the wind), is expressed by the formula qp(ze) = 0.996 kPa ≈ 1 kPa

(6)

The volatile component of the wind pressure value is a product of the Cpe coefficient. The resultant wind load diagram is shown in Fig. 3b. First, the silo with a perfect geometry is analysed. The ultimate load value of the wind pressure resulting in loss of silo stability is pw,ideal = 2.595 kPa. The next step is to specify the limit value of the wind load applied directly to the geometric centre of the imperfections taken in the form of an ellipsoid with a depth of 20 mm and diameters of 2000 and 600 mm (similar to the simulations with negative pressure). A series of calculations was carried out in which the location of the dent was changed, as in the previous numerical tests performed for negative pressure loading. The limit value of the wind pressure depending on the position of the dent is presented in Fig. 4a.

Fig. 4. Limit value of wind pressure a) in relation to the elevation of a dent occurrence, and b) in relation to the given angle between the direction of the indentation and the wind load approach Bild 4. Grenzwert des Winddrucks in Relation zur Höhe einer Vertiefung (a) und in Relation zum Winkel zwischen der Vertiefungsrichtung und der Windlastannäherung (b)

Considering the limit pressure values of this test, it is possible to see that a fragment of the structure located in the area between 20 and 22.5 m above the bottom of the lateral shell is most vulnerable to initial deformations, just as in the negative pressure tests. The dents located on the lower half of the silo shell do not affect the silo capacity.

The minimum wind load value resulting in stability is p = 2.02 kPa. The next series of calculations presented in this paper include the limit wind pressure variation connected with the wind approaching the imperfection located at elevation 21.5 m when the position of that imperfection is taken as variable. Its position is measured by an interior angle between the direction of the dent and the wind approach angle. The elliptical dent is as in the previous example. The level of the indentation is chosen deliberately. This level is associated with the formation of the magnitude of the limit wind pressure. The relationship between position of dent and wind load approach angle is presented in Fig. 4b.

While analysing the limit wind pressure values referring to the example described above it is possible to find two regions of the silo characterized by distinct negative wind interactions with a dent located at an assumed angle.

The first angular range is 0 to 40° (wind acts directly on dent and in its direct vicinity), whereas the other one is 110 to 140° (wind suction considerably reduced). In the remaining angular ranges the relation between wind load direction and indentation position does not diminish the silo load capacity. The structure behaves as if its geometry is perfect. However, the lowest wind load limit value is p = 1.21 kPa, which is much less than for a silo with perfect geometry.

4 Imperfections in the shape of eigenforms 4.1 Silo with negative pressure loading Fig. 3. a) Wind load with histogram of wind incidence angle, b) wind loading scheme adopted Bild 3. Histogramm des Wind-Einfallswinkels (a) und angenommene Kräfteverteilung bei Windlast (b)

54

In the subsequent analysis it has been assumed that the initial imperfections are introduced in the form of the free vibration deformation of the shell, adapted on the basis of the 1st, 5th and 9th eigenforms. The individual eigenforms

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5 Imperfections in the shape of random fields 5.1 Silo with negative pressure loading

Fig. 5. Examples (scaled up) of the shape of the initial shell deformation based on a) 1st , b) 5th, and c) 9th eigenforms Bild 5. Vergrößert dargestellte Beispiele der anfänglichen Hüllenverformung auf Grundlage der 1. (a), 5. (b) und 9. (c) Eigenform

were obtained for eigenfrequencies of 4.50, 5.86 and 7.76 Hz respectively. The initial deformations were input as coordinates for the grid prior to the generation of shell elements. It was taken for granted that the maximum amplitude of the indentation was tv0 = 20 mm. The maximum value of node displacement amplitude tv0 was once again selected by using the Eurocode [3] regulations, as in the tests described in the previous section. The ultimate negative pressure values for the cases of the shell deformations described by its 1st, 5th and 9th eigenforms were 2.162 kPa (mode 1), 1.684 kPa (mode 5) and 1.49 kPa (mode 9) respectively. Examples of the deformed silo shell cross-sections are shown in Fig. 5.

Geometric initial imperfections of any shell can be described by means of two-dimensional random fields. Here, three types of random field for modelling the initial imperfections are analysed from the point of view of non-correlated field, homogeneous correlated field and non-homogeneous correlated field. Owing to a lack of data describing the real spatial dissipation of geometric imperfections, the parameters of the correlation functions are assumed a priori. However, they reflect the maximum initial imperfections used earlier.

5.1.1 Non-correlated fields In the first case the initial imperfections are described by means of a non-correlated random field (white noise field).

The geometric deviations are defined at each point irrespective of the remaining ones using the uniform distribution. The maximum imperfection tv0 = 20 mm, a value close to the provisions of Eurocode 3 [3], is taken into consideration. The standard deviation of the field described by the uniform distribution can be calculated according to the formula

σ=

2t v0 12

=

2 ⋅ 0.02 12

= 0.0115 m

(7)

4.2 Silo with wind loading As in the previous case, the initial deflection of the shell loaded with wind is a deformation of the shell adopted by the use of the 1st, 5th and 9th eigenforms. This time, however, the analysis was carried out for three values of the indentation amplitude: 5, 10 and 20 mm. The wind load description was the same as given by Eqs. (5) and (6) and identical to the one shown in Fig. 3. An assumption was made that the maximum wind pressure pmax is applied to the node of maximum displacement directed inwards. The ultimate load values obtained are presented in Table 1.

Table 1. Decrement of the limit load value in the case of initial deformation corresponding to the 1st, 5th and 9th eigenforms Tabelle 1. Verminderung des Grenzlastwerts bei anfänglicher Verformung für 1., 5. und 9. Eigenform Eigenform

dent amplitude 5 mm

10 mm

20 mm

1st form

2.54 kPa

2.59 kPa

2.53 kPa

5th form

2.48 kPa

2.35 kPa

2.23 kPa

9th form

2.40 kPa

2.23 kPa

1.52 kPa

The calculations showed that regardless of the dent’s amplitude and the eigenform of the shell with the deformation in the shape, the limit load value decreased with respect to the case of a perfect silo shell. The least favourable value was obtained for an imperfection situation corresponding to the 9th eigenform and an amplitude deviation of 20 mm.

The model, including such initial imperfections, is purely theoretical as, in reality, it would never gain approval for use on account of its scale and the intensity of deformations. However, an analysis of a structure like this makes it possible to define differences in the critical load values that can be found in various models of imperfections. The critical negative pressure value obtained, pwn = 4.204 kPa, is much higher in comparison with the ideal shell. It can be concluded that the chaotically distributed dents strengthen the shell.

5.1.2 Correlated fields Generating the correlated random fields requires advanced software. A method presented in [16] enables the generation of two- and three-dimensional truncated Gaussian random fields. The fields can be described by means of homogeneous or non-homogeneous correlation functions. In the algorithm, advantage is taken of the sequence method using an expanding area of generated points – random variables. In this way, discrete fields with a large area (thousands of points) can be generated. Conditional probability distributions and the rejection method are employed. The input data for the algorithm include a covariance matrix, the expected values of the random variables and the envelope of the random values determined for every point in the field.

The envelope of the random field used in this algorithm makes it possible to generate sets of random variables with boundary conditions corresponding precisely to the engineering object analysed, also on the basis of experimental data or measurements of the actual structures. The algorithm also provides circular data (areas) that are of particular significance when analysing a silo.

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Two correlated random fields are generated in this paper. Through a lack of appropriate data, the correlation function is chosen arbitrarily. Apparently, the function should confirm that the correlation between the random variables vanishes when the random point distance increases. The initial geometric imperfections are described by means of the following homogeneous correlation function: K(Dx1, Dx2) = s2 exp[–(bDx1)2 – (gDx2)2]

(8)

where: Dx1, Dx2 distances between points in the field along the horizontal and vertical axes s a standard deviation describing the variability of the field b, g decay coefficients The following parameters have been assumed in the example: s = 0.01443 m, b = g = 2,2 m–1. For comparison, use is made of the same standard deviations as in the non-correlated field (Eq. (7)). The following range of truncated Gaussian distribution is used: ±3s = ±3 · 0.0115 = 0.0345 m

(9)

A set of samples for initial geometric imperfections of the silo are generated. The field of imperfections for which the calculations were carried out is illustrated by Fig. 6a. The deformations introduced model the dented aluminium sheeting of the silo. It should be pointed out that the imperfections, as shown in the illustration, are on a bigger scale since, in reality, only in a few places does their amplitude exceed 30 mm. For such a type of imperfection, the limit value of the negative pressure is phom = 2.282 kPa. The second field analysed is a non-homogeneous field described by the function K(Dx1, Dx2) = s cos(aDx1)exp(–bDx1 – gDx2)

(10)

Fig. 6. Samples of the silo initial geometric imperfection for a) homogeneous field, and b) non-homogeneous field Bild 6. Proben der anfänglichen geometrischen Imperfektionen des Silos für ein homogenes Feld (a) und für ein nichthomogenes Feld (b)

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where the following parameters are assumed: s = 0.0144 m, a = 0.2 m–1, b = g = 0.005 m–1. In this case the circular shape of the silo is taken into account in the form of the cosine function. A model of a field of imperfections is presented in Fig. 6b. On the basis of the imperfections generated it can be concluded that this kind of random field enables modelling of the deformations related to the welds and connections of the aluminium sheeting and indentations which appear all over the lateral surface of the silo.

Some 2000 samples of initial imperfections were simulated. Next, they were classified according to an average amplitude of the displacements. Three fields were chosen for the calculations: one with the lowest amplitude, one with an average amplitude and one with the highest average amplitude. The following values for limit negative pressure were obtained: pnonhom1 = 2.542 kPa, pnonhom2 = 2.543 kPa and pnonhom3 = 2.5445 kPa.

5.2 Silo with wind loading The calculations are performed for two cases of shell deformation. In the first series, random deviations are once more described by means of a non-correlated random field.

This time a normal distribution is used. The same value of standard deviation as for uniform distributions (Eq. (7)) is taken into consideration. Again, the geometry of roof, hopper and silo support structure without any initial deformations is assumed. Defining the initial deformation as set out above, a limit load value pwn = 3.305 kPa is studied, a value greater than that of a perfect silo. The next stage of the analysis includes calculations for the case of shell deformation described by a heterogeneous correlation function (Eq. (10)). The ultimate load value for such an initial deformation corresponds to pwc = 2.331 kPa, a value slightly lower compared with a perfect silo.

6 Conclusions The principal aim of this analysis is to compare the load capacity of a silo encumbered with initial geometric imperfections with that of a silo with perfect geometry under two basic types of loading, i. e. negative pressure and wind, which are analysed separately. Both local and global deformations are taken into account. The results show that in all of the cases analysed the geometric imperfections affect the stress distribution in the silo shell significantly. If the initial deformation is local, then the lowest limit load value is obtained for both negative pressure and wind when the dent is placed at an elevation of about 21.5 m. This can be explained by the fact that this area of the shell is built of the thinnest aluminium sheet, and the strengthening influence of the roof is no longer effective.

Another crucial fact is that the silo model, whose initial imperfections are described by means of a non-correlated random field, shows greater rigidity in comparison to a silo of perfect geometry. However, this can hardly be found when the initial imperfections are described by means of correlated random fields.

This paper also indicates that the imperfections can be modelled by means of set parameters described by the design codes on the basis of structural eigenforms and by random fields generated by advanced probabilistic meth-

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ods. The simulated fields can reflect the real geometric imperfections and their applications in engineering calculations are promising. However, it can be seen that a detailed analysis of imperfections requires data taken from real-life cases of deformed structures. The results obtained can be easily applied to steel silo analysis and provide engineers with valuable information.

Acknowledgements This contribution is supported by the National Science Centre under grant No. UMO_2011/03/B/ST8/06500.

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[17] Wind direction and wind speed measurements in the vicinity of Gdynia-Oksywie airport. Database of the Polish Institute of Meteorology and Water Management, 2006–2008.

Autoren dieses Beitrages: Jarosław Górski, PhD, DSc, jgorski@pg.gda.pl, Tomasz Mikulski, PhD, DSc, tomi@pg,gda.pl, Magdalena Ozie˛bło, MSc, maggolot@pg.gda.pl, Karol Winkelmann, PhD, karolwin@pg.gda.pl, Gdansk University of Technology, Faculty of Civil and Environmental Engineering, Department of Structural Mechanics and Bridge Structures, Narutowicza 11/12, 80-233 Gdansk, Poland

Aktuell Zwei Designpreise für VallourecProduktfilme Gleich zweimal konnte das Stahlrohrunternehmen Vallourec gemeinsam mit der Agentur Quadrolux Designexperten überzeugen: Werbefilme über die Produktreihe „PREON“ wurden mit dem Red Dot Design Award 2014 und dem German Design Award 2015 ausgezeichnet.

Ausschlaggebend war in beiden Fällen die gute Verknüpfung von Information und Werbewirkung.

Der German Design Award wird Vallourec zum Jahresbeginn 2015 für ein Produktvideo zu „PREON marine“ verliehen, das anlässlich einer Messe

entwickelt wurde. Bei „PREON marine“ handelt es sich um eine Stahlrohrlösung für umweltschonende Verankerung von Offshore-Windrädern. Der Film zeigt zunächst, welche Schäden die herkömmliche Art der Errichtung am Meeresboden anrichtet. Danach werden die Vorteile von „PREON marine“ erläutert: Die Windräder werden mit weniger Materialeinsatz, schneller und vor allem geräuschärmer im Meer verankert. 2017 soll die Marktreife dieses Verfahrens erreicht sein. Der ausgezeichnete Film veranschaulicht das Prinzip der umweltschonenden Innovation eindrucksvoll.

Mit dem bereits verliehenen Red Dot Design Award 2014 wurde ein Film zu

„PREON box“ ausgezeichnet – einer Planungssoftware, mit der Ingenieure und Architekten Industriehallen mit großen Spannweiten besonders einfach berechnen können. Laut der Experten des internationalen Design-Preises bringt das Video die Vorteile des Produktes besonders gut auf den Punkt: Virtuelle Welt und Realität verschmelzen genauso leicht, wie sich die Hallenplanung gestaltet.

Die preisgekrönten Videos sind online zu sehen: PREON® box (Red Dot Design Award): http://vimeo.com/90950883 PREON® marine (German Design Award): http://vimeo.com/100396919

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Fachthemen Eberhard Möller

DOI: 10.1002/stab.201510233

Himmelstürmend – Bauten und Visionen der Hochhausstadt Frankfurt seit 1945 Keine andere Stadt in Deutschland bietet eine solch spannende Hochhauskulisse wie die Bankenmetropole Frankfurt am Main, „analog zu Frankfurts Mainhattan Skyline wird Downtown New York oft als Manhattan bezeichnet“. Dieses treffende Bonmot des Schriftstellers Andreas Neumeister illustriert die städtebauliche, architektonische und baukonstruktive Bedeutung des hessischen Wolkenkratzer-Ensembles. In Ergänzung zu den beinahe ausschließlich von außen erlebbaren etwa 530 Hochhäusern der Stadt, erläutert das Deutsche Architekturmuseum in Frankfurt am Main politische, gesellschaftliche aber auch bauliche Hintergründe und Entwicklungen. Die Ausstellung „Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ wird dort bis zum 19. April 2015 gezeigt.

Skyward - Buildings and Visions of the Highrise City Frankfurt since 1945. No other city in Germany offers such an exciting skyscraper backdrop like the banking metropolis of Frankfurt am Main, “analogous to the Frankfurt Mainhattan skyline downtown New York often is referred as Manhattan”. This apt quip of the writer Andreas Neumeister illustrates the urban, the architectural but also the constructional importance of the Hessian skyscraper ensemble. In addition to the view from outside to the about 530 high-rise buildings of the city, the exhibition of the Deutsches Architekturmuseum in Frankfurt am Main explores political and social as well as architectural backgrounds and developments. The exhibition “Skyward – Highrise City Frankfurt” is open till April 19, 2015.

2 Historische Entwicklungen Wesentliche Meilensteine auf dem Weg zu den heutigen Superlativen stellen neben den antiken Pyramiden auch die Kathedralen des Mittelalters mit ihren weithin sichtbaren Türmen dar. Mit 142 m reicht der filigrane, gotische Turmhelm des Straßburger Münsters seit dem Jahr 1439 nah an die antiken Höchstleistungen heran. Ab 1880 hält unter anderem der Kölner Dom mit 157 m für kurze vier Jahre die Bestmarke, abgelöst vom säkularen, 169 m hohen Washington Monument, einem Obelisken zu Ehren des ersten Präsidenten der Vereinigten Staaten von Amerika, George Washington (1732–1799). Als Folge der Aufklärung widmet die Menschheit ihre Bauleistungen nicht mehr nur religiösen, göttlichen oder wenigstens gottähnlichen Mächten und Zwecken, sondern auch irdischen Personen, Werten oder Einrichtungen – eine Entwicklung, die sich im heutigen Frankfurt deutlich sichtbar manifestiert (Bild 1).

Mit dem 300 m und später 324 m hohen Pariser Eiffelturm endet 1889 zudem die Epoche steinerner Spitzenreiter. Seit Mitte des 19. Jahrhunderts führt die Industrialisierung zu einem Wendepunkt im Bauen. Die massenhafte und preiswerte Eisen- und später die Stahlproduktion ermöglicht und befördert neue, leichte und leistungsfähige

1 Der Reiz der Höhe „Citius, altius, fortius“ oder zu Deutsch „schneller, höher, stärker“ lautet wohl nicht von ungefähr das olympische Motto der Neuzeit. Größe und Höhe üben seit jeher eine besondere Faszination auf den Menschen aus. Sie symbolisieren Macht und Bedeutung, nicht erst seit den vor vier bis fünf Tausend Jahren errichteten und bis zu 146 m hohen Pyramiden in Ägypten. Unabhängig davon entstehen nämlich auch in anderen Regionen der Welt, wie in China oder Lateinamerika, sehr früh hohe Bauten. Zudem erleben wir spätestens seit Mitte des 19. Jahrhunderts einen engagierten Wettlauf um das höchste Bauwerk der Welt, unterbrochen allenfalls durch kurze konjunktur- oder weltpolitisch bedingte Verschnaufpausen. Bei 828 m liegt der derzeitige Höhenrekord, gehalten vom 2010 eröffneten Burj Khalifa in Dubai mit Hotel-, Büro-, Freizeit- und Wohnnutzung.

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Bild 1. Frankfurt am Main – Skyline von Mainhattan (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 1. Frankfurt\Main – Mainhattan skyline

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Konstruktionen. Die im Holzbau bewährte und weit entwickelte Skelettbauweise wird auf die neuen Baustoffe übertragen. Gleichzeitig wachsen mit der Industrialisierung die Städte – zum einen in die Breite, aber zunehmend auch in die Höhe, wie insbesondere die amerikanischen Metropolen Chicago und New York. Die aus dem Bergbau längst bekannte Aufzugstechnik verbessert Elisha Otis (1811–1861) durch seine Erfindung einer Sicherheitsfangtechnik, die er 1854 auf der Weltausstellung in New York spektakulär präsentiert. Damit fasst sie auch im Bauwesen Fuß und löst das Problem der bisher beschwerlichen Erschließung höherer Stockwerke. Der tragische große Brand Chicagos, der am 10. Oktober 1871 große Teile der Stadt zerstört, schafft zum einen die Notwendigkeit immenser Aufbautätigkeit, zum anderen aber auch Platz und Gelegenheit für die Anwendung urbaner und baulicher Innovationen. So gilt das 1885 in Chicago errichtete (und 1931 wieder abgerissene) Home Insurance Building mit seinen gerade mal zehn Etagen und nur 42 m Höhe vielen als das erste moderne Hochhaus der Welt, da es wesentliche Elemente wie Skelettbauweise, Aufzugstechnik oder Brandschutzgedanken zumindest in Ansätzen in sich vereint. Noch vor der Wende zum 20. Jahrhundert überschreiten die ersten Hochhäuser die Marke von 100 m, beispielsweise das Manhattan Life Insurance Building (106 m, 1894) oder das Park Row Building (119 m, 1899) in New York, aber auch der Justizpalast (104 m, 1893) im europäischen Brüssel. Ab den 1930er Jahre kratzen Gebäude wie das Chrysler Building mit 319 m oder das Empire State Building mit 449 m sprichwörtlich an den New Yorker Wolken.

3 Die Situation in Frankfurt am Main Frankfurt spielt bis dahin und auch bis Mitte des 20. Jahrhunderts keine Rolle im Hochhausbau. Mit dem Gewerkschaftshaus (31 m, 1931) von Max Taut und Franz Hoffmann sowie dem Verwaltungsgebäude der IG Farben (35 m, 1931) von Hans Poelzig überschreiten immerhin zwei Bauten die so genannte Hochhausgrenze. Nach den meisten Bauordnungen in Deutschland spricht man bekanntlich bereits dann von einem Hochhaus, wenn der Fußboden eines Aufenthaltsraums mindestens 22 m über dem Gelände liegt, und der Raum daher nicht mehr hinreichend über die Drehleitern der Feuerwehr evakuiert werden kann. Der Plan eines 90 m hohen Rathauses für GroßFrankfurt von Martin Elsaesser aus dem Jahr 1930 bleibt unrealisiert.

Als Frankfurt 1949 sein Ziel, Hauptstadt und Regierungssitz der jungen Bundesrepublik zu werden, überraschend knapp verfehlt, muss die Stadt neue Perspektiven entwickeln. Die Führungsrolle im Bankensektor – 1871 an Berlin verloren – soll zurückerobert werden. Als Folge errichten in den 1960er und 1970er Jahren zahlreiche Banken, Versicherungen und andere Unternehmen neue und immer größere Verwaltungsgebäude in der Stadt. Konstruktiv und architektonisch erwähnenswert ist dabei die Olivetti-Zentrale (57 m, 1972) von Egon Eiermann. Zwei aus Stahlbeton-Kernen erwachsende Punkthäuser beherbergen Büro- und Hotelfunktionen (Bild 2).

Ohne Wettbewerb entstehen allerdings auch zahlreiche gesichtslose Kolosse, die Gier, Macht, Kälte und Rück-

Bild 2. Egon Eiermann: Olivetti-Zentrale (Foto: Archiv Wayss & Freytag Ingenieurbau AG, 1972) Fig. 2. Egon Eiermann: Olivetti headquarters

sichtslosigkeit verkörpern. Aus Frankfurt wird Bankfurt, Junkfurt oder gar Krankfurt. Die Bürger beginnen sich zu wehren. Soziale Spannungen, auch infolge von Grundstücksspekulation, entladen sich in den frühen 1970er Jahren im Frankfurter Häuserkampf und gipfeln in Hausbesetzungen und Straßenschlachten. Gleichzeitig erreicht die Stadt 1976 mit dem 159 m hohen Westend Gate von Siegfried Hoyer und den Ingenieuren Beck, Gravert und Schneider erstmals den deutschen Höhenrekord.

4 Büro- und Verwaltungstürme Die Unruhen führen zu einem Umdenken in Politik und Stadtplanung, aber auch in Architektur und Gestaltung.

Die neue Ästhetik von Bauten wie dem silbernen Dresdner-Bank-Hochhaus (166 m, 1978), den verspiegelten Zwillingstürmen der Deutschen Bank (155 m, 1984), beide von ABB Architekten und den Ingenieuren Beck-GravertSchneider, oder dem postmodernen Messeturm (256 m, 1991) der Architekten Murphy und Jahn sowie des Ingeni-

Bild 3. Stadtentwicklungs-Modell Frankfurt (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 3. Urban development model Frankfurt

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Bild 4. Vielfalt der Hochhäuser (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 4. Variety of skyscrapers

eurs Fritz Nötzold versöhnt weite Teile der Bevölkerung zusehends. Aus dem Ärger wird angesichts der stetig wachsenden Silhouette (Bild 3) und der zunehmenden Vielfalt der Bauten (Bild 4) langsam Stolz.

In der Höhe, aber auch funktional, umwelt-, klimaund bautechnisch, ragt der Commerzbank Tower von Norman Foster, Ove Arup & Partners sowie Krebs & Kiefer seit 1997 mit 259 m Höhe aus der breiten Masse heraus.

Er gründet mit 50 m tiefen Pfählen im eher ungünstigen Boden nahe der Bankenklamm, wie die Neue Mainzer Straße seit den späten 1920er Jahren auch genannt wird.

Neben dem Siegerentwurf zeigt die Frankfurter Ausstellung noch drei weitere Ergebnisse des zugehörigen Architektur-Wettbewerbs im Modell (Bild 5). Zwar musste das Gebäude von Norman Foster den europäischen Hochhausrekord mittlerweile abgeben, die deutsche Bestmarke hält es aber nach wie vor. Sein Grundriss stellt beinahe eine Revolution im Hochhausbau dar. Statt wie üblich in einem zentralen, dunklen Kern die vertikale Erschließung anzuordnen, liegt an dieser Stelle nun ein lichtes und luftiges Atrium. Treppen und Aufzüge hingegen sind in den drei

Bild 5. Commerzbank Tower, Modelle (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 5. Commerzbank Tower, models

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Bild 6. Foster + Partners: Commerzbank Tower (Foto: Uwe Dettmar, 2009) Fig. 6. Foster + Partners: Commerzbank Tower

turmartigen Gebäudeecken angeordnet. Zwischen je zwei von ihnen spannen jeweils achtgeschossige VierendeelStahlbrücken, die die gut belichteten Büros beherbergen. Über jeder dieser Brückenbauten liegt ein viergeschossiger Wintergarten, der als Klimapuffer und Kommunikationsbereich dient. In der Höhe versetzt angeordnet, ziehen sich die Gärten spiralförmig um das Gebäude und prägen die strukturierte, gegliederte Erscheinung (Bild 6).

5 Vision und Vergänglichkeit Neben umstrittenen oder erfolgreichen Bauten präsentiert die Leistungsschau auch nicht verwirklichte Projekte, Ideen und Visionen. Stolz sind die Kuratoren auf ihre Entdeckung eines Entwurfs von Ludwig Mies van der Rohe für Frankfurt. In den späten 1960er Jahren lädt die Commerzbank sieben renommierte Büros zu einem Wettbewerb für ihre Zentrale. Der Beitrag von Mies van der Rohe orientiert sich stark an seinem vielbeachteten New Yorker Seagram Building (156 m, 1958), einem Musterbeispiel moderner Architektur und Klassiker des Hochhausbaus, ein Stahl-Skelettbau in Reinform (Bild 7). Den Zuschlag erhält Mies aber nicht. Die Bank ist mit der Ausnutzung des Baugrunds unzufrieden. Verwirklicht wird der Entwurf des Lokalmatadors Richard Heil – nicht zuletzt wegen dessen guter Kontakte zur Stadtverwaltung.

Ein anderes Projekt, der Campanile (268 m) von JSKArchitekten, der die historisch wertvollen Frankfurter Bahnhofshallen Johann Wilhelm Schwedlers aus den Jahren 1881–1888 städtebaulich um einen Turm ergänzen soll, ist seit Mitte der 1980er Jahre umkämpft. Ein Entwurf von 1987 (Bild 8) zeigt eine außenliegende Fachwerkstruktur aus Stahl. Bis heute liegt die Baufläche südlich des Hauptbahnhofs aber brach und dient als Parkplatz, denn zwei spätere Entwürfe zum gleichen Ort verharren bislang ebenfalls im Stadium nicht verwirklichter Visionen.

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Bild 7. Ludwig Mies van der Rohe, Wettbewerbsentwurf für die Commerzbank, Modell, 1968 (Bild: 2014 MoMA, New York; Scala, Florenz) Fig. 7. Ludwig Mies van der Rohe, Competition design for the Commerzbank, model, 1968

Bild 8. Projekt Campanile, Modell (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 8. Projekt Campanile, model

Neben traumgebliebenen Ideen illustriert ein Film das Schicksal der Vergänglichkeit auch von Hochhäusern. Es ist kein Film von Planung, Konstruktion und Bau, sondern von Destruktion und Zerstörung. Trotz der immer lauter werdenden Debatte um den Erhalt grauer Energie, um die Chancen von Modernisierung, Nach- und Umnutzung, wird der AfE-Turm der Goethe-Universität am Campus Bockenheim (116 m, 1972) am 2. Februar 2014 nach einer Nutzungsdauer von nur gut 40 Jahren medienwirksam gesprengt und innerhalb weniger Sekunden in Schutt und Asche gelegt (Bild 9).

Ein ähnliches Ende erleidet bereits im Jahr 2013 der Henninger Turm (120 m, 1961–2013), ein hoch geschlos-

Bild 9. Sprengung des AfE-Turms, 2. Februar 2014 (Foto: Boris Zdravkovski, 2014) Fig. 9. Blowing up the AfE-Turm, February 2, 2014

Bild 10. Meixner Schlüter Wendt Architekten: Wohnhochhaus Henninger Turm, Visualisierung (Bild: Meixner Schlüter Wendt Architekten, 2014) Fig. 10. Meixner Schlüter Wendt Architekten: Henninger Turm residential high-rise, visualisation

senes Gerste-Silo der gleichnamigen Brauerei mit aufgesetztem, öffentlich zugänglichem Drehrestaurant in Bierfassform samt Aussichtskanzel. Infolge von Brandschutzauflagen muss der Betrieb des Ausflugsziels 2002 eingestellt werden, 11 Jahre später erfolgt der Abriss. Das Siegerprojekt eines internationalen Wettbewerbs sieht als Nachfolgebau ein Hochhaus mit 135 Wohnungen vor, das in seiner Kubatur stark dem Vorgänger ähnelt und erneut von Drehrestaurant und Aussichtsplattform gekrönt ist (Bild 10).

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6 Wohntürme Gerade das Thema Wohnen in Hochhäusern hat in den letzten Jahrzehnten einen starken Wandel erfahren. Geschichtlich gesehen setzt sich die Wohnnutzung von Türmen eher später durch als die Büronutzung. In sicherlich bester Absicht von Dichte und Urbanität, von sozialer Mischung und heller, luftiger Wohnqualität, entstehen in den 1960er Jahren jedoch eher nüchterne, anonyme Massenquartiere, die vornehmlich einkommensschwächere Schichten nutzen. Die Folge sind Assoziationen von Abstieg und sozialem Brennpunkt bis hin zu erhöhter Kriminalitätsrate. Sie begründen das schlechte Image von Wohn-Hochhäusern in Deutschland. Mit Projekten wie dem Sonnenring (56 m, 100 m, 1975) von Günther Basler und Knuth + Schneider versucht man diesen Tendenzen zu begegnen (Bild 11). Doch erst in den 1990er Jahren beginnt sich die

Rehabilitierung der Idee des Wohnhochhauses in der allgemeinen Wahrnehmung zu verbreiten. Wie so oft folgt eine Übertreibung in entgegengesetzter Richtung. So geht der Trend heute hin zu hochpreisigen, luxuriösen Wohntürmen, die wiederum nur einer besonderen Klientel offen stehen, diesmal den finanziell sehr leistungsstarken Bevölkerungsschichten. Eine soziale Mischung, immer wieder von der Politik propagiert und als Ziel einer demokratischen Gesellschaft durchaus wünschenswert, bleibt bisher Utopie. Ob dies mit den 144 Wohnungen des Projekts Axis (60 m, bis 2016) von Meixner Schlüter Wendt Architekten und den Ingenieuren Bollinger und Grohmann gelingt (Bild 12), muss die Zukunft erweisen.

7 Die Ausstellung Zahlreiche Modelle, Fotos, Pläne, Skizzen und überschaubare Texte machen den Besuch der Ausstellung „Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ zu einem kurzweiligen, informativen Erlebnis. Gegliedert sind Rundgang und Katalog zumeist nach Stadtteilen und deren Entwick-

Bild 11. Wohnkomplex Sonnenhügel (links) und Wohnkomplex Sonnenring (Mitte) mit Bürotel (rechts) Institut für Stadtgeschichte Frankfurt am Main (Foto: Klaus Meier-Ude, 1976) Fig. 11. Sonnenhügel residential complex (left) and Sonnenring residential complex (centre) with the Bürotel tower (right)

Bild 13. Ausstellung „Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 13. Exhibition “Skyward - Highrise City Frankfurt”

Bild 12. Meixner Schlüter Wendt Architekten: Wohnhochhaus Axis mit vorgelagerten Reihenhäusern, Visualisierung (Bild: Meixner Schlüter Wendt Architekten, 2014) Fig. 12. Meixner Schlüter Wendt Architekten: Axis residential high-rise with townhouses in front, visualisation

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Bild 14. Ausstellung „Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 14. Exhibition “Skyward - Highrise City Frankfurt”

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Bild 15. Coop Himmelb(l)au: Europäische Zentralbank (Foto: Eberhard Möller, 2014) Fig. 15. Coop Himmelb(l)au: European Centralbank (ECB)

lungen. Die elegante Ausstellungsarchitektur mit vielen hochformatigen Tafeln und Objekten unterstreicht den vertikalen Charakter des Themas (Bilder 13 und 14).

Ergänzen und vertiefen lässt sich der Ausstellungsbesuch auf dreierlei Art und Weise. Zum einen natürlich durch die Lektüre des umfangreichen und sorgfältig erarbeiteten Ausstellungskatalogs, der wertvolle Hintergrundinformationen bereithält und unter dem Titel „Hochhausstadt Frankfurt“ im Prestel-Verlag erschienen ist. Die Informationen hier sind tendenziell eher geschichtlicher, politischer und stadtplanerischer als baukonstruktiver Natur, was sicherlich der einschlägigen Ausbildung des Kurators und Politologen Philipp Sturm geschuldet ist.

Zum Zweiten bietet das Deutsche Architekturmuseum bis zum 1. Februar 2015 eine weitere Ausstellung mit dem verwandten Thema „BEST HIGH-RISES 2014\15.

Internationaler Hochhaus Preis 2014“, über die vielleicht in einem der folgenden Hefte berichtet wird (Eröffnung am 20. November 2014).

Als dritte Möglichkeit der Vertiefung bietet sich ein Spaziergang durch die Stadt an, welcher den Anblick der Hochhäuser im Original ermöglicht. Gleich einem Freilichtmuseum stehen junge wie alte Protagonisten der Ausstellung in ihrem städtischen Kontext. Die Europäische Zentralbank von Coop Himmelb(l)au und Bollinger und Grohmann, eins der jüngsten Hochhäuser, wird gerade bezogen und bestrahlt schon hell den Frankfurter Nachthimmel (Bild 15).

Wer allerdings das Innenleben der Hochhäuser oder den spektakulären Blick von innen heraus erforschen will, der wird von der Ausstellung vielleicht enttäuscht sein.

Hiervon ist kaum etwas zu sehen. Da bleibt nur, das nächste Frankfurter Wolkenkratzer-Festival abzuwarten, bei dem sich die Gebäude interessierten Bürgern öffnen – wenn auch in leider allzu beschränktem Maß. Seit 1996 hat solch ein Festival bisher sechs Mal stattgefunden, in unregelmäßigen Abständen. Der nächste Termin ist noch offen.

Ausstellung: Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt Deutsches Architekturmuseum, Schaumainkai 43, 60596 Frankfurt am Main 8. November 2014 bis 19. April 2015 Di, Do bis So 11–18 Uhr, Mi 11–20 Uhr, Mo geschlossen Literatur [1] Sturm, P., Cachola Schmal, P. (Hrsg.): Hochhausstadt Frankfurt. Bauten und Visionen seit 1945. München: Prestel 2014.

Autor dieses Beitrages: Prof. Dr.-Ing. Eberhard Möller, Hochschule Karlsruhe – Technik und Wirtschaft, Fakultät für Architektur und Bauwesen, Moltkestraße 30, 76133 Karlsruhe, eberhard.moeller@hs-karlsruhe.de

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Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten Bernd Kranz Steffen Wagner Steffen Keitel

Die Handelnden in der Kette beginnend beim Entwurf über die Bemessung, die Konstruktion bis hin zur Fertigung und Montage haben entsprechende Verantwortlichkeiten zu übernehmen. Bereits beim Entwurf einer Konstruktion sind fertigungsrelevante Vorgaben zu beachten. Aber auch in der Fertigung ist auf Erfordernisse einzugehen, die sich aus der Bemessung ergeben. Auf dem Stahlbausektor existiert dafür mit den Normenreihen DIN EN 1990, DIN EN 1991, DIN EN 1993 ff. und DIN EN 1090 ein in sich geschlossenes Regelwerk, wobei die Erstgenannte für den Bereich der Bemessung und der Konstruktion und die zweite für die Fertigung und die Montage steht. Seit Einführung der DIN EN 1090 sind nun auch die Bemessung und die Konstruktion in die Überprüfung hinsichtlich der Konformität zum aktuell geltenden Regelwerk einzubeziehen. Nach zweijähriger Erfahrung in diesem Bereich ist festzustellen, dass die Vorschriften hinsichtlich der Bemessung und Konstruktion weitgehend beherrscht werden. Die fertigungsrelevanten Vorgaben aus der DIN EN 1090 werden hingegen noch häufig nur unzureichend berücksichtigt.

Mit diesem Beitrag sollen die sich daraus ergebenden Probleme dargestellt aber auch Lösungsmöglichkeiten für eine entsprechende Aus- und Weiterbildung aufgezeigt werden.

Responsibility for steel construction projects. The actors in the chain beginning with the design via calculation, construction to manufacturing and assembling have to assume corresponding responsibilities. The fabrication-relevant design specifications have to be considered already in the design. Responding to requirements that arise from the design is important in the production, too. A self-contained set of rules exists in the steel construction sector. The standard series DIN EN 1990, DIN EN 1991 and DIN EN 1993 et seqq. are the base for structural designers and constructing engineers, and DIN EN 1090 is the base for the manufacturers and assembly operators. With the introduction of DIN EN 1090 the design and construction are also included in checking for conformity at the currently applicable regulations. After two years of experience in this area it is to be noted that the rules have largely been mastered in terms of design and construction. The fabricationrelated requirements of DIN EN 1090 are, however, often still insufficiently taken into account. The resulting problems are presented as well as solutions. A contribution of an appropriate education and training will be presented.

1 Einführung Die konstruktive Gestaltung einer Schweißkonstruktion bestimmt ca.

80 % des Fertigungsaufwandes. Demzufolge haben der Architekt, der Statiker und der Konstrukteur im Zusammenwirken mit dem Verantwortlichen für die Fertigung nicht nur in sicherheits- sondern auch in kostentechnischer Hinsicht eine hohe Verantwortung zu tragen. Um dieses Zusammenwirken zu ermöglichen, wird von ihnen erwartet, dass sie fundierte Kenntnisse über die wichtigsten, fertigungsbestimmenden Einflussgrößen

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vorweisen können. Ein wichtiges Themenfeld wird dabei durch die Schweißtechnik und das schweißgerechte Konstruieren besetzt. Das erforderliche Wissen erstreckt sich dabei über die Werkstoffe und ihr Verhalten beim Schweißen, die Schweißprozesse selbst sowie die Bemessung und Konstruktion von Schweißkonstruktionen unter dem besonderen Aspekt der Qualität der Fügeverbindung und deren Sicherstellung.

Es kann davon ausgegangen werden, dass die Verantwortlichen in der Fertigung über dieses Wissen verfügen, da diese Stellen zwingend mit ausge-

bildeten Schweißaufsichtspersonen zu besetzen sind. Dagegen zeigen insbesondere die Ergebnisse der Begutachtung von Schadensfällen, aber auch Audits in Bemessungs- und Konstruktionsbüros im Zusammenhang mit der Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle (WPK) nach EN 1090-1 Anlage B, dass bei den Konstrukteuren und Bemessungsingenieuren, ob fertigungsbegleitend oder extern, noch Defizite vorhanden sind.

Mit diesem Beitrag sollen Wege aufgezeigt werden, wie die Wissensbasis in den Planungsbüros und -abteilungen verbessert werden kann.

2 Hauptsächliche Versagenszustände von Schweißkonstruktionen An Stahlbaukonstruktionen ist vorrangig mit – Verformungs– Spröd– Terrassen- und – Ermüdungsbrüchen zu rechnen. Zur Vermeidung dieser Versagenszustände ist hierfür eine entsprechende Bemessung der Bauteile vorzunehmen. Die Anordnung und Form der Bauteile, die Schweißnahtgeometrie, aber auch ihre Ausführungsqualität bestimmen dabei jedoch die lokalen Spannungszustände.

Die bestehenden Bemessungskonzepte sind hingegen nur bedingt geeignet, diese lokalen Spannungskonzentrationen abzubilden. Aus diesem Grund existieren eine ganze Reihe von Vorgaben in konstruktiver Hinsicht und auch die Ausführungsqualität betreffend, um lokale Überbeanspruchungen zu vermeiden. Diese Vorgaben als auch die Vorgaben aus den Dokumenten zur Bemessung der

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Berichte Konstruktion müssen in die Erstellung der Fertigungsunterlagen einfließen. Es wird nachfolgend aufgelistet, welche Angaben auf Schweißzeichnungen zwingend erscheinen müssen, und welche prinzipiell in angepasster Form auch auf andere Branchen als der des Stahlbaus übertragen werden könnten.

– Ausführungsklasse – Beanspruchungsart (vorwiegend ruhend, zyklisch) – Abmessungen und Werkstoff der einzelnen Bauteile gemäß statischer Berechnung – Anordnung und Form der Bauteile gemäß normativer Vorgaben (beispielsweise Anschrägungen des dickeren Bleches bei Blechdickensprüngen am Stumpfstoß) – Güte des Grundwerkstoffs (Zähigkeit und Z-Güte) und des Schweißzusatzes (Zähigkeit) – Toleranzangaben – Angabe von Schweißverbindungen mit Hilfe der entsprechenden international gültigen Symbolik – Festlegung des Schweißzusatzes – Nahtqualität und Zusatzanforderungen, die durch Qualitätsnormen nicht erfasst werden – Schraubverbindungen unter Berücksichtigung ihrer Art (ScherLochleibung, Durchstanzen, Vorspannung usw.) und Angabe eventueller Vorspannkräfte – Korrosionsschutzsysteme – Prüfumfänge Die erforderlichen Angaben entspringen u. a. der Auswertung von Einsatzbedingungen der Schweißkonstruktion, die bereits beim Entwurf, d. h. durch den Entwurfsplaner (z. B. Architekt) ermittelt werden müssen und nach denen sich der Bemessungsingenieur (Statiker) bei der Auslegung der Konstruktion richten muss. Der Konstrukteur, der neben der Erstellung der Zeichnung auch für die Bemessung von Anschlüssen zuständig sein kann, verfeinert diese Angaben. Er hat dabei darauf zu achten, dass er auf den Ausführungszeichnungen die Informationen aus der Bemessung aufführt und die aus seiner Tätigkeit entspringenden Ergänzungen macht. Die vollständige Angabe der Werkstoffbezeichnung benennt die Festigkeit, die Zähigkeit und die Brucheinschnürung im Zugversuch in Dickenrichtung und verhindert dabei beispielsweise den

Verformungs-, den Spröd- und den Terrassenbruch. Die Einhaltung von konstruktiven Details führt zur Vermeidung von Spröd- und Ermüdungsbrüchen. Die Ermüdungsfestigkeit einer Schweißkonstruktion ist u. a. von der Bauform und der Nahtqualität abhängig. Deshalb sind Qualitätsvorgaben unerlässlich.

3 Fertigungstechnisches Wissen von Schweißaufsichtspersonen, Bemessungsingenieuren und Konstrukteuren Schweißaufsichtspersonen und dabei insbesondere jene Schweißfachingenieure, die im Bereich der Bauproduktenverordnung tätig sind, wurden in ihrer Ausbildung dahingehend geschult, die Konformität ihrer Produkte mit den aktuell geltenden Normen zu erklären (CE-Kennzeichnung). Diese Konformitätserklärung darf nur vorgenommen werden, wenn der Fertigungsbetrieb ein System der werkseigenen Produktionskontrolle (WPK) nach DIN EN 1090 [1] aufgebaut hat, es vorhält und auch zertifizieren lässt.

Dieses System kann man daher als existenziell für den Schweißbetrieb bezeichnen. In den Audits, die zur Erteilung des Zertifikates führen, wird u. a. geprüft, ob die Schweißaufsicht ihren Pflichten nachkommt. Diese Pflichten sind normativ u. a. in der DIN EN ISO 3834 [1] und DIN EN ISO 14731

[2] festgelegt. Eine dieser Pflichten ist beispielsweise die Dokumentenkontrolle. Welche Kontrollen hinsichtlich schweißtechnischer Angaben in den Dokumenten (Fertigungsunterlagen) durchgeführt werden müssen, gibt die Norm DIN EN ISO 14731 [3] in ihrem Anhang B vor. Eine Reihe der bereits oben formulierten Angaben sind dort aufgeführt. Diese Norm spricht ausdrücklich von der Kontrolle der beigestellten Dokumente, die wiederum durch Festlegungen der verantwortlichen Schweißaufsicht zu ergänzen sind. Das Hauptaugenmerk liegt jedoch dabei auf der Kontrolle.

Die Schweißaufsicht kann nicht allein über die Ausführung entscheiden. Sie ist auf die Informationen und Festlegungen aus der Entwurfsplanung, der Bemessung und der Konstruktion angewiesen. Bild 1 stellt die wichtigsten Aufgaben und die Zuordnung der Verantwortlichkeiten für die Planungsund Fertigungsphasen vor. Um dieser Kontrollaufgabe gerecht zu werden, die wie bereits bemerkt, existenziell für den Schweißbetrieb ist, nimmt die Schweißaufsicht an regelmäßigen Schulungen teil.

Die Anmerkung, dass die Schweißaufsicht auf Angaben aus der Bemessung und Konstruktion angewiesen ist, soll darauf verweisen, dass die Ingenieure und Techniker in den Ingenieurbüros und Konstruktionsabteilun-

Bild 1. Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten Fig. 1. Responsibilities for steelwork projects

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Berichte gen ebenfalls verpflichtet sind, sich mit den Regeln der schweißtechnischen Fertigung auseinanderzusetzen.

Hier sind jedoch häufig noch große Defizite festzustellen. Diese Aussage wird hauptsächlich durch gesammelte Erfahrungen der Autoren auf im Wesentlichen zwei Gebieten gestützt. Sowohl bei der Schadensfallbegutachtung als auch bei der Auditorentätigkeit im Zuge der Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle nach DIN EN 1090 [1] werden diese Defizite sichtbar.

Zunächst soll auf die Begutachtung von Schadensfällen eingegangen werden. Statistisch ist die nachfolgende Aussage zwar nicht belegt, allerdings muss festgestellt werden, dass sich an Konstruktionen des Maschinen- und Stahlbaus Ermüdungsphänomene häufen. Stahlbauer werden zudem oft mit Problemen konfrontiert, die sich aus dem Korrosionsschutzsystem Verzinken ergeben. Bei der Schadensanalyse erfolgt neben der Beurteilung der Bruchflächen auch eine Sichtung der technischen Unterlagen. Dabei ist festzustellen, dass diese zumeist unvollständig sind und einige der im Abschnitt 2 genannten Mindestangaben fehlen. Eine Rangfolge von Unzulänglichkeiten in den technischen Dokumentationen kann nicht angegeben werden. Allgemein muss jedoch festgestellt werden, dass häufig bereits bei der Beurteilung der Beanspruchung der Bauteile Fehler auftreten. Wenn eine Bemessung vorgenommen wurde, dann häufig nur unter der Annahme vorwiegend ruhender Beanspruchung. Zyklische Beanspruchungen werden meist mit Zuschlägen auf die statische Festigkeit abgegolten, ohne zu beachten, dass es sich um eine völlig andere Versagensart handelt. Zustände während der Fertigung (beispielsweise Verhalten der Bauteile im Verzinkungsbad) oder auch Montagezustände werden nicht selten nur unzureichend erfasst. Schweißnahtangaben sind oft ungenügend oder fehlen teilweise komplett. Es werden keine Angaben zur erforderlichen Nahtqualität bzw. Anmerkungen, nach denen man sich die entsprechende Nahtqualität ableiten kann, gemacht. Bei den Werkstoffbezeichnungen ist zwar die Festigkeit angegeben, die erforderlichen Zähigkeitsangaben bzw. Z-Güten werden häufig vernachlässigt. Zudem wird von den

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normativ vorgeschriebenen Konstruktionsdetails abgewichen bzw. bleiben unberücksichtigt.

Fertigt ein Stahlbaubetrieb nicht nur nach beigestellten Unterlagen, sondern übernimmt auch die Verantwortung für die Bemessung und Konstruktion, so ist er verpflichtet, diesen Bereich in seine Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle (WPK) nach DIN EN 1090 [1] einzubeziehen. Die Autoren führen dazu Audits in Bemessungs- und Konstruktionsbüros sowie -abteilungen von Stahlbaubetrieben durch. Sie sind die zweite Quelle, aus denen sie die dargelegten Erfahrungen schöpfen. Hier bestätigen sich zunächst erst einmal die Erfahrungen aus den Schadensbegutachtungen, die nicht noch einmal wiederholt werden sollen. Hinzu kommen an dieser Stelle jedoch zusätzliche Kenntnisse über den Ausrüstungsund Ausbildungsstand der Mitarbeiter in diesen Fachbereichen. Positiv kann zunächst angemerkt werden, dass die meisten Büros über die wichtigsten, aktuellen Normen verfügen. Für die Behandlung spezieller Bauteile, wie beispielsweise Kranbahnen, liegen die erforderlichen Regelwerke noch immer nicht vollständig vor. Sie werden zumeist erst dann beschafft, wenn das Problem der Bemessung eines solchen Bauteils ansteht. Bei der Bemessungssoftware wird aus Kostengründen mit Versionen gearbeitet, die nicht mehr dem aktuellen Stand des Regelwerkes entsprechen. Hier wird häufig erst umgerüstet, wenn der Prüfstatiker dies verlangt oder die Zertifizierung ansteht und der Auditor diese Forderungen stellt.

Beim Ausbildungsstand ist zu vermerken, dass in den letzten Jahren ein Großteil der Bemessungsingenieure Weiterbildungen zur neuen Stahlbaunormenreihe EN 1993 (Eurocode 3) besucht haben. Das ist zunächst erst einmal als eindeutig positiv zu bewerten. Ein Manko weisen diese Weiterbildungsmaßnahmen jedoch fast durchgängig auf. Die Anforderungen aus der Fertigung kommen darin häufig zu kurz. Im Audit äußert sich dies beispielsweise darin, dass der Statiker nichts mit der Ausführungsklasse anfangen kann. Es ist nur Wenigen klar, dass damit die erforderliche Qualität (nicht nur in schweißtechnischer Hinsicht) festgelegt wird, sondern damit auch beispielsweise erst die

Gültigkeit der Nachweisformate für Schraub- und Schweißverbindungen sichergestellt ist [1]. Weiterhin werden häufig nur die Festigkeits- nicht jedoch die Zähigkeitsanforderungen an den Werkstoff formuliert. In der Vergangenheit hat der Statiker dieses in die Verantwortung des Konstrukteurs geben können. Mit den neuen, europäischen Bemessungsregeln [1] ist dies nicht mehr möglich.

Die Auditierung im Rahmen der werkseigenen Produktionskontrolle verlangt zudem einen Nachweis einer hinreichenden fachspezifischen Ausbildung des technischen Personals.

Diese kann über die Vorlage von Teilnahmebestätigungen an entsprechenden Schulungen oder auch mit Zeugnissen etc. nachgewiesen werden. Ist dies nicht möglich, wird stattdessen ein persönliches Fachgespräch durchgeführt, bei dem die Eignung festgestellt wird. Statiker vernachlässigen zumeist, dass sie die Ausführungsklasse angeben und neben der Festigkeit auch die Zähigkeit des Werkstoffes ermitteln müssen. Bei den Konstrukteuren sind hingegen die meisten Defizite in den Schraub- und Schweißnahtnachweisen und bei der Bestimmung der Z-Güte zu verzeichnen.

Häufig wissen sie zudem nicht, welche Informationen sie vom Statiker zu erhalten haben und welche Angaben aus der Statik und seiner Tätigkeit in Anlehnung an Bild 1 an die Fertigung weiterzuleiten sind.

Es muss zusammenfassend festgestellt werden, dass es erforderlich ist, noch stärker an der Verbesserung des Ausbildungsstandes zu arbeiten und den Bemessungsingenieur und den Konstrukteur näher mit den fertigungstechnischen Grundlagen und den daraus abgeleiteten Forderungen an eine Schweißkonstruktion vertraut zu machen. Beide müssen die ihnen in der Kette vom Entwurf bis zur Montage auferlegte Verantwortung übernehmen können. Letztlich unterliegen sie, wie auch die Schweißaufsicht, der gleichen Produkthaftung.

4 Erfahrungen aus der Ausbildung von Schweißkonstrukteuren Der DVS und insbesondere die Schweißtechnischen Lehr- und Versuchsanstalten Deutschlands bemühen sich seit Jahrzehnten um die schweißtechnische Ausbildung von

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Berichte Stahlbaus nicht mehr vollumfänglich gerecht wird.

5 Modifiziertes Konzept für die Ausbildung zum Schweißkonstrukteur

Bild 2. Bestehendes System zur Ausbildung von Schweißkonstrukteuren Fig. 2. Existing system of the education of welding designers

Bemessungsingenieuren und Konstrukteuren. Dazu werden Schweißkonstrukteur-Lehrgänge nach Richtlinie DVS 1181 [1] angeboten, die in einwöchige Module unterteilt sind.

Eine bestandene Zwischenprüfung nach dem ersten, einwöchigen Grundlehrgang G berechtigt den Teilnehmer zur Teilnahme an einem oder mehreren der nachfolgenden Aufbaulehrgänge A (Bild 2). Jedes Aufbaumodul A ist ebenfalls in einer Woche absolvierbar. Zugelassen sind Technische Zeichner, Meister des metallverarbeitenden Handwerks bzw. Industriemeister Metall, Techniker mit anerkanntem Abschluss bzw. Diplomingenieure. Bereits nach DVS-Regularien ausgebildete Schweißfachmänner, -techniker und -ingenieure können den Grundlehrgang und die Zwischenprüfung überspringen.

Aus der Übersicht der Lehrgangsmodule ist ersichtlich, dass der Schweißkonstrukteur für den Einsatz im Stahlbau mindestens drei Wochen geschult werden müsste (G, A1, A2).

Erfahrungen zeigen hingegen, dass im Stahlbau häufig nur die Module G und A1 gewählt werden. Das ist vergleichsweise wenig, wenn man sich die Ausbildung einer Schweißaufsichtsperson vor Augen führt. Hier beträgt sie ca. 13 Wochen. Sicher sind nicht alle Inhalte aus der Schweißfachingenieurausbildung für den Konstrukteur relevant. Allerdings ist das Ungleichgewicht unübersehbar, wenn davon ausgegangen werden kann, dass sich der Schweißkonstrukteur

auf Augenhöhe mit der Schweißaufsicht verständigen soll.

Der Konstrukteur hebt sich vom Technischen Zeichner dadurch ab, indem ihm verantwortungsvolle und sicherheitsrelevante Aufgaben wie u. a. die Bemessung von Anschlüssen anvertraut werden. Ein Vorgesetzter verlangt genau dies von seinem Mitarbeiter nach Absolvierung des SchweißkonstrukteurLehrgangs. Die Erfahrung lehrt, dass deshalb die Ausbildung zum Schweißkonstrukteur hauptsächlich Bemessungsingenieuren und Konstrukteuren mit mindestens einem Technikerabschluss vorbehalten sein sollte.

Aus den vorangegangenen Betrachtungen ist ersichtlich, dass die DVS-Richtlinie 1181 in ihrer jetzigen Form den aktuell anstehenden Forderungen an einen Schweißkonstrukteur zumindest für den Bereich des

Auf Basis der vorhandenen Erfahrungen hat sich die SLV Halle GmbH dazu entschlossen, einen modifizierten Grundlehrgang zum Schweißkonstrukteur anzubieten. Mittelfristig wird eine Überarbeitung der Richtlinie 1181 über den Ausschuss für Bildung des DVS mit seiner Arbeitsgruppe „Schulung und Prüfung“ (AGSP) angestrebt.

Wie bereits angedeutet, wird der modifizierte Lehrgang in Anlehnung an den des Schweißfachingenieurs unter Konzentration auf die grundlegendsten bemessungs-, konstruktionsund fertigungsrelevanten Inhalte durchgeführt. Die Vermittlung der Grundlagen erfolgt an Beispielen des Bauwesens für Stahl- und Aluminiumkonstruktionen. An die Stelle des modularen Aufbaus tritt ein vierwöchiger Basislehrgang B (s. Bild 3), der jedoch nicht hintereinander, sondern verteilt über ein halbes Jahr stattfindet.

Der Teilnehmer wird damit immer nur für kurze Zeit, d. h. arbeitgeberfreundlich, aus dem Arbeitsprozess genommen und ist in der Lage, bereits erworbenes Wissen sofort in seiner praktischen Tätigkeit anzuwenden und daraus resultierende Fragen in einer der späteren Ausbildungswochen einzubringen. Der Lehrgang ist Bemessungsingenieuren und Konstrukteuren mit mindestens einem Technikerabschluss vorbehalten. Auf Konstruktionsübungen, wie sie in der aktuellen DVS-Richtlinie [6] vorgesehen sind,

Bild 3. Modifiziertes Konzept zur Ausbildung zum Schweißkonstrukteur Fig. 3. Modified concept of the education of welding designers

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Berichte wird weitestgehend verzichtet. Die gewonnene Zeit wird effektiv zur Vertiefung anderer Themen genutzt. Der Lehrgang wird dazu inhaltlich an den Maßnahmen ausgerichtet, die zur Vermeidung von Verformungs-, Spröd-, Terrassen- und Ermüdungsbrüchen ergriffen werden müssen. Diese Maßnahmen sind an der Schweißbarkeit eines Bauteils ausgerichtet, die wiederum gemäß dem Fachbericht DIN ISO/TR 581 [1] an das Dreigestirn von Werkstoff (Schweißeignung), Fertigung (Schweißmöglichkeit) und Konstruktion (Schweißsicherheit) geknüpft sind. In diesem Sinne muss der Lehrgang ebenfalls durchgeführt werden.

Bevor die Bemessung sowie die Ausführung von konstruktiven Details behandelt werden, wird auf die zurzeit gängigsten Konstruktionswerkstoffe und ihr Verhalten beim Schweißen eingegangen (Bild 4). Dabei stehen die un- und niedriglegierten Baustähle, Feinkornbaustähle, korrosionsbeständige Stähle und Aluminiumlegierungen im Vordergrund.

Bei den Schweißprozessen werden aufgrund ihrer häufigen Anwendung zunächst die Lichtbogenschweißprozesse im Vordergrund stehen und u. a. zugehörige Fugenformen, mögliche Schweißpositionen und die entsprechende Darstellung auf Zeichnungen behandelt. Viel Raum werden auch die Qualitätssicherung und die dafür erforderliche zerstörende und zerstörungsfreie Werkstoffprüfung einnehmen (vgl. Bild 4).

Für all jene, die sich unter diesen Gesichtspunkten ausbilden lassen

möchten, aber nicht primär mit Stahlkonstruktionen des Hochbaus zu tun haben, muss noch folgendes bemerkt werden. Es ist richtig, dass diese Ausbildung zunächst erst einmal auf den Stahlbauer zugeschnitten ist. Allerdings ist darauf hinzuweisen, dass diese Branche ein in sich geschlossenes Regelwerk hat, das von der Bemessung über die Konstruktion bis hin zur Fertigung und Montage reicht. Nur die Branchen Maritimtechnik, Kernenergie und Druckgeräte verfügen über ähnlich in sich geschlossene Normen. Weiterhin ist es Tradition, dass sich eine Reihe weiterer Branchen an den Regelwerken des Stahlbaus orientieren. Dabei sind Branchen wie beispielsweise der Maschinen-, der Fahrzeug- oder auch der Kranbau zu nennen. Nach Absolvierung des Lehrgangs dürfte einer schnellen Einarbeitung in die Regelwerke dieser Branchen nichts im Weg stehen. Weiterhin besteht auch die Möglichkeit, aufbauende Weiterbildungsangebote zu nutzen. Die Schweißtechnischen Lehr- und Versuchsanstalten Deutschlands bieten diese nicht nur für die Branchen des Druckgeräte-, des Maschinen- und des Fahrzeugbaus an. Eine Teilnahme an Weiterbildungslehrgängen, die den Werkstoff und sein Verhalten bei der schweißtechnischen Verarbeitung in den Vordergrund stellen sowie an Lehrgängen zu speziellen Schweißund Prüfverfahren, ist möglich. Dem Ausbildungskatalog der Schweißtechnischen Lehr- und Versuchsanstalten können nähere Informationen entnommen werden.

6 Zusammenfassung Mit Fachwissen ausgestattete Schweißkonstrukteure sind für die Kette Entwurf, Bemessung, Konstruktion, Arbeitsvorbereitung, Fertigung und Montage von außerordentlicher Wichtigkeit. Aufgrund der Erfahrungen aus Begutachtungen von Schadensfällen, der Begutachtung von Ingenieurbüros und Konstruktionsabteilungen im Zuge der Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle nach DIN EN 1090 sowie der bisherigen Ausbildung zum Schweißkonstrukteur wurde die Notwendigkeit der konzeptionellen Überarbeitung von Schweißkonstrukteur-Lehrgängen herausgearbeitet. Es wurden sowohl Inhalte als auch der zeitliche Ablauf eines neu konzipierten Lehrganges zum Schweißkonstrukteur vorgestellt.

Literatur [1] DIN EN 1090-1: Ausführung von Stahltragwerken und Aluminiumtragwerken – Konformitätsnachweisverfahren für tragende Bauteile. Berlin: Beuth Verlag 2012.

[2] DIN EN ISO 3834-1: Qualitätsanforderungen für das Schmelzschweißen von metallischen Werkstoffen – Kriterien für die Auswahl der geeigneten Stufe der Qualitätsanforderungen. Berlin: Beuth Verlag 2006.

[3] DIN EN ISO 14731: Schweißaufsicht – Aufgaben und Verantwortung. Berlin: Beuth Verlag 2006.

[4] DIN EN 1993-1-8: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Bemessung von Anschlüssen. Berlin: Beuth Verlag 2010.

[5] DIN EN 1993-1-10: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Stahlsortenauswahl im Hinblick auf Bruchzähigkeit und Eigenschaften in Dickenrichtung. Berlin: Beuth Verlag 2010.

[6] Richtlinie DVS 1181: DVS-Lehrgang Schweißkonstrukteur. Düsseldorf: DVS Verlag 1999.

[7] DIN-Fachbericht ISO/TR 581: Schweißbarkeit – metallische Werkstoffe – Allgemeine Grundlagen. Berlin: Beuth Verlag 2007.

Autoren dieses Beitrages:

Bild 4. Hauptinhalte im modifizierten Ausbildungsprogramm Fig. 4. Main content on the modified education program

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Dr.-Ing. Bernd Kranz, kranz@slv-halle.de, Dipl.-Ing. Steffen Wagner, wagner@slv-halle.de, Prof. Dr.-Ing. Steffen Keitel, keitel@slv-halle.de, Schweißtechnische Lehrund Versuchsanstalt Halle GmbH, Köthener Straße 33a, 06118 Halle an der Saale

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40 Jahre Dortmunder Modell Bauwesen

Die Fakultät Architektur und Bauingenieurwesen der TU Dortmund beging am 27. November 2014 mit einem internationalen Symposium und einem Festakt ihr 40-jähriges Bestehen. Rund 150 Personen nahmen an der Fachtagung teil. „Im Dortmunder Modell kommt zusammen, was zusammen gehört: der entwerfende Architekt und der konstruierende Bauingenieur. Damit bietet das Modell Lösungen für viele unserer dringendsten Probleme beim Bauen“, betonte Dekan Professor Wolfgang Sonne vom Lehrstuhl Geschichte und Theorie der Architektur beim internationalen Symposium anlässlich des Jubiläums.

Seit der Gründung durch die Architekten Professor Harald Deilmann und Josef Paul Kleihues sowie die Bauingenieure Hermann Bauer und Stefan Polónyi zeichnet sich das Dortmunder Modell durch eine interdisziplinäre Zusammenarbeit zwischen den beiden Fachbereichen aus. Bis heute ist diese Kooperation in der deutschen Hochschullandschaft einzigartig. Die enge Verzahnung der Ausbildung ermöglicht fächerübergreifende Projekte, in denen das technisch-wissenschaftliche Bauwesen und die künstlerisch ausgerichtete Architektur gegenseitig von den Sichtweisen und Erfahrungen des anderen profitieren [1].

Der Dortmunder Oberbürgermeister Ullrich Sierau lobte in seinem Grußwort diesen interdisziplinären Ansatz und würdigte das Engagement aller Beteiligten. Als einer der Gründungsväter erläuterte Stefan Polónyi die Philosophie des Dortmunder Modells Bauwesen: „Das Vorgehen der Ausbildung ist, eine theoretische Basis zu vermitteln, mit der man in die praktischen Themen einsteigen kann.

Später stellt man fest, dass die Natur

der Theorie nur eingeschränkt entspricht. Der umgekehrte Weg ist konsequenter und erfolgversprechender.“ Man gehe nicht aus der Theorie in die Praxis, sondern man bemühe sich, für die praktischen Erkenntnisse einen theoretischen Zusammenhang zu finden. Am effektivsten ist ein projektorientiertes Studium, wie es im Dortmunder Modell Bauwesen seit 40 Jahren erfolgreich praktiziert wird.

Das Symposium drehte sich um das Thema „Die Geburt der Architektur aus dem Geist der Konstruktion“.

Referentinnen und Referenten von der Harvard University, der ETH Zürich und verschiedenen deutschen Hochschulen widmeten sich dem Verhältnis von Architektinnen und Architekten sowie von Ingenieurinnen und Ingenieuren in der Geschichte ebenso wie Problemen der heutigen Baukultur. Die abschließende Podiumsdiskussion beschäftigte sich mit der Frage, wie sich die Baukultur in Zukunft gestalten wird. Das integrierte Ausbildungsmodell für alle am Baugeschehen Beteiligten kann hier richtungsweisend sein.

Zur Gründungsphilosophie des Dortmunder Modells Bauwesen Stefan Polónyi Herr Töpfer, Herr Oberbürgermeister Sierau, Herr Staatssekretär von der Mühlen, Frau Prorektorin Welzel, Pristine Magnifice Klein, Spectabiles, liebe Studentinnen und Studenten einschließlich Alumnis, Kolleginnen und Kollegen, Freunde des „Dortmunder Modells Bauwesen“

Geschichtliches Im Kaiser- und im Dritten Reich war man nicht geneigt – wenn auch aus unterschiedlichen Gründen – in Ar-

beiterstädten Universitäten zu gründen. So bestand nach dem Zweiten Weltkrieg ein großer Nachholbedarf.

Es wurde unter anderem beschlossen, in Bochum eine Universität und in Dortmund eine Technische Universität zu etablieren. Bochum wurde aus parteipolitischen Gründen zeitlich vorgezogen, zu einer Zeit, als das Land reichlich Geld hatte. Dortmund wurde in der Zeit einer Wirtschaftskrise gegründet. In Bochum erhielt die Fakultät für Physik einen Lehrstuhl für Mechanik, den Professor Zerna mit viel Geschick zu einer Bauingenieurfakultät ausbaute. Quasi eine Schwarzgründung. Hier sollten Bauingenieure auf hohem theoretischem Niveau ausgebildet werden. Da die Industrie mit den Absolventen wenig anfangen konnte, hat man die Fakultät komplettiert und auch mit einem prächtigen Versuchslabor ausgestattet. Das heißt, die Ruhruniversität Bochum hat die Bauingenieurfakultät, die eigentlich zur Technischen Universität gehört, von Dortmund weggenommen.

Die Dortmunder Anstalt hieß zuerst Universität, da sie einige auch nicht technische Funktionen übernehmen musste. Als letzte Fakultät sollte nun eine für Architektur kreiert werden. Zu diesem Behufe hat man eine Gründungskommission etabliert unter dem Vorsitz von Harald Deilmann, Inhaber des Lehrstuhls Städtebau im Fachbereich Raumplanung. Mitglied der Kommission war auch Herbert Pfeiffer, den ich hier herzlich begrüße.

Später wurde er auch Professor der Fakultät. Die Vorstellung des Ministeriums war, dass das Ingenieurwissen aus Bochum beigesteuert werden soll.

Für Harald Deilmann kam das nicht infrage. Architekturausbildung ohne direkte Mitwirkung der Ingenieure war für ihn undenkbar. Er erkämpfte

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Berichte eine Fakultät für Bauwesen mit den Studiengängen: B1 Architektur und Städtebau, B2 Konstruktiver Ingenieurbau, B3 Bauproduktion und Bauwirtschaft. Es sollte noch ein Studiengang B4 Technische Gebäudeausrüstung dazukommen, aber dafür hatte das Land kein Geld, es wurde daraus nur ein Lehrstuhl. Welche Bedeutung im Bauwesen die technische Gebäudeausrüstung hat, merkt man jetzt am Berliner Flughafen. Vielleicht sollte man noch einen Anlauf machen.

Der Gründungsausschuss hatte als Gründungsprofessoren für B1 Josef Paul Kleihues, für B2 mich, für B3 Hermann Bauer vorgeschlagen. Auf der ersten Fakultätssitzung beschlossen wir die Übernahme von Prof. Harald Deilmann in unsere Fakultät.

Es war nicht Harald Deilmanns Absicht, eine Deilmann-Architekturschule aufzubauen. Die Entwurfsprofessoren waren hoch profiliert mit ihren eigenen Stilrichtungen – Kleihues, von Busse und dann Bofinger, Sawade, Pfeiffer. Die Studenten hatten die Wahl und die Chance, ihren eigenen Stil zu finden.

Besondere Bedeutung hatte der Studiengang B3 Bauproduktion und Bauwirtschaft, der von Hermann Bauer aufgebaut wurde. Nach meinen Informationen war dieser Studiengang der erste im deutschsprachigen Gebiet und er diente als Vorbild für den Aufbau dieser Studiengänge an anderen Hochschulen, wo die Assistenten Prof. Bauers dann Gründungsprofessoren wurden.

Die Ausbildung Die Gründungsprofessoren mit reichlicher Berufspraxis in der Zusammenarbeit Architekt Ingenieur meinten, dass sie ihre Erfahrungen den Studenten als Basis für die berufliche Laufbahn vermitteln sollten. Hierfür eignet sich ein projektorientiertes Studium, wobei die Architektur- und Ingenieurstudenten drei Projekte plus einer Diplomarbeit zusammen bearbeiten – wie in der Praxis. Die einzelnen Fächer werden projektorientiert parallel geschaltet und wichtige Themen, die in den Projekten nicht vorkommen, ergänzend angeboten. Wir dachten auch an Epochenunterricht, worin im Projekt auftauchende Themen geschlossen behandelt werden. Stellt sich beispielsweise sich heraus, dass

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für die Lösung gewisser Probleme im Projekt eine breitere theoretische Basis erforderlich ist, dann wird diese an mehreren Tagen hinter einander erarbeitet. Dies wurde von der Universitätsverwaltung mit der Begründung abgelehnt, dass wegen der Raumknappheit dies nicht organisiert werden kann.

Wir wollten durch ein Punktesystem den Studenten große Wahlfreiheit für ihre Vertiefungsrichtung bieten. Für die einzelnen Studiengänge gab es Pflichtpunkte in den Grundfächern.

Weitere Punkte könnte man in einschlägigen Themen auch an anderen Fakultäten, sogar an anderen Universitäten – z. B. in Bochum holen. Die Punktzahlen sollten auch die Qualität der Leistungen berücksichtigen. Beim Erreichen einer gewissen Punktzahl wird das Diplom zuerkannt. Man hatte die Wahlmöglichkeit z. B. Städtebau zu vertiefen oder auch alle Gebiete für die Tätigkeit eines Projektmanagers kennenzulernen. Freilich sind wir mit dieser Vorstellung im Ministerium gescheitert, weil unser Vorlage nicht der Rahmenprüfungsordnung entsprach.

Dass Fächer projektorientiert angeboten werden, wurde mit Rücksicht auf Studienortswechslern auch nicht akzeptiert. Uns wurde klar, dass von uns Reformen erwartet werden unter der Bedingung, dass alles so bleibt wie es war. So ist das Dortmunder Modell aus der Sicht des Gründungskonzeptes ein Torso, aber immerhin.

Wissenschaftsphilosophie Man sagt, dass in der Mitte des 19. Jahrhunderts sich der Beruf des Baumeisters gespalten hat in Architekt und Statiker. Genau gesehen trifft dies nicht zu. Es hat sich eigentlich nicht gespalten, sondern zu dem Baumeister kam der Statiker dazu. Der Statiker, der auf der Basis der theoretischen Mechanik in der Lage war, die Beanspruchungen von Bauwerken zu quantifizieren. Wie weit seine Berechnung, die Statik genannt wird, das Tragverhalten sinnvoll erfasst, soll hier nicht erörtert werden. Sie hat in jedem Falle ermöglicht, die Grenzen, die auf der direkten Erfahrung basierenden Grenzen der Baumeister zu überschreiten. Das heißt, der Statiker kam als Stütze des Baumeisters, des Architekten dazu. Die Statiker waren sehr stolz auf ihre Wissenschaft, schließlich ist viel Mathematik drin, und sie

haben sich auf das berechnen beschränkt, quasi als Erfüllungsgehilfe des Architekten und nicht als sein Partner.

Die Tätigkeit des Architekten und Ingenieurs basiert auf wissenschaftlich fundierten Erkenntnissen. Aufgabe der Philosophen war, den Grundgedanken des Schöpfers zu erdenken und daraus dann alles weitere abzuleiten, seit Pythagoras die mathematische Regelmäßigkeit in der Schöpfung zu erkennen. Dies ist ein deduktiver Vorgang: die Ableitung der Einzelheiten aus einem Ansatz, aus einer Annahme.

Diese Methode ist für die Naturwissenschaften nicht geeignet. Die Naturwissenschaften bemühen sich aus Einzelerkenntnissen global gültige Zusammenhänge festzustellen. Das heißt, die Naturwissenschaften arbeiten induktiv. Während die Geisteswissenschaftler ihr Denkgebäude, wie auch die Politiker, aus Gegensätzen – siehe Hegel These Antithese Synthese – aufbauen, suchen die Naturwissenschaftler die Gemeinsamkeiten, und bemühen sich, den Gültigkeitsbereich der erkannten Zusammenhänge zu erweitern. Obwohl in dem Vorgehen der Naturwissenschaften die induktive Methode allgemein akzeptiert ist, wird die Lehre mindesten in den Ingenieurstudiengängen deduktiv vermittelt. Das heißt, zuerst wird das Wie und danach das Was dargeboten. Das bedeutet, dass die Studenten in der Unterstufe mit Mathematik und Mechanik, zum Teil mit Themen traktiert werden, die für das weitere Studium und erst recht für die Praxis irrelevant sind. In Dortmund versorgt die Fakultät Mathematik alle anderen Fakultäten mit Mathematik. An anderen deutschen TUs ist es auch so. Freilich ist dies nicht zieldienend. Die Mathematik ist für Ingenieure so wichtig, dass man sie nicht den Mathematikern überlassen kann. Den Mathematikern ist wichtig, ob das Gleichungssystem eine Lösung hat. Dem Ingenieur ist das vollkommen uninteressant: Er braucht das Ergebnis. Da den Studenten die Anwendung nicht mal angedeutet wird, fehlt ihnen die Motivation und es führt oft zum Studienabbruch. Wir beklagen uns über Ingenieurmangel. Das Bemühen, den Bedarf mit ausländischen Fachkräften aus Nicht-EU-Ländern zu decken, ist zu begrüßen, aber wir könnten das Ingenieurstudium auch attraktiver gestalten. Genau das war unsere

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Berichte Zielsetzung im Rahmen des Dortmunder Modells, wobei, wie bereits erwähnt, uns enge Grenzen gesetzt wurden. Die Vereinheitlichung des Studiums im Bachelor/Master-System fördert die Kreativität nicht und dient nicht der Fähigkeitsentwicklung. Die Primäraufgabe der Hochschullehrer, der Lehrer ist, die Studenten neugierig zu machen, und sie dann bei der Neugierbefriedigung zu unterstützen, wobei er darauf zu achten hat, was der Student nicht unbedingt wissen muss, damit er Zeit hat für Dinge, die für ihn wichtiger sind.

Bei einem dritten Projekt Brücken, das wir mit Harald Deilmann ausgegeben haben, waren alle Entwürfe der Gruppe, die von Bickenbach und Bollinger betreut wurden, exzellent. Ich bedankte mich bei den beiden und gratulierte ihnen. Herr Bickenbach sagte auf seiner bescheidener Art: „Aber Professor Deilmann war auch oft dabei.“ Als ich dies Harald Deilmann erzählte, fragte ich ihn: „Harald, was hast du dabei gemacht?“ „Ich, nichts. Ich habe sie nur ermutigt.“

Die gemeinsame Ausbildung von Architekten und Bauingenieuren Die gemeinsame Ausbildung der Architekten und Bauingenieure soll aus den Architekten und Statikern Partner formen, aus dem Rechenknecht den kreativen Tragwerksplaner entwickeln.

Hierzu ist es wichtig, dass die Partner ihre Denkart, ihr Vorgehen, gegenseitig kennenlernen und dass ihre Kenntnisse eine entsprechende Überlappung haben.

Bei der Bauingenieurausbildung haben wir uns auf die architekturaffinen Themen beschränkt, also Tragwerksentwurf/Statik und Bauproduktion/Bauausführung – Bauwirtschaft.

Straßen- und Eisenbahnbau sowie Wasserbau konnten in Dortmund nicht angeboten werden. Wenn jemand in diesen Gebieten Erkenntnisse erwerben will, kann er diese in Bochum holen. Diese Leistung würden wir, wie bereits gesagt, anerkennen.

Die Bauwerke entstehen in der Zusammenarbeit von Architekten und Ingenieuren. Daher ist es naheliegend, dass sie sich bereits während des Studiums kennenlernen, die Tätigkeiten der anderen beschnuppern und sogar die Zusammenarbeit üben. Die Architektur- und Ingenieurstudenten hö-

ren viele Fächer gemeinsam: Baugeschichte, Baukonstruktion, Tragkonstruktion, Bauphysik, Baustoffkunde, Grundbau, Technische Gebäudeausrüstung und auch die Fächer der Bauproduktion und Bauwirtschaft sowie Baurecht (Vertragsrecht, Haftungsrecht). Letzteres ist bei fortschreitender Verjuristisierung unserer Gesellschaft das wichtigste Fach: Ein Ingenieur muss nicht unbedingt Statik können, aber in Jura muss er sich auskennen.

Die Architekten müssen das Tragverhalten kennen, aber die Quantifizierung können sie den Ingenieuren überlassen.

In der üblichen Ausbildung lernen die Ingenieurstudenten im Fach Statik Stabwerksysteme und deren Berechnung. Es wird ihnen eingeprägt, dass ihre Aufgabe daraus besteht, die gelernten Systeme im Entwurf des Architekten unterzubringen. Aber die Aufgabe ist nicht das Tragwerk, sondern die Abgrenzung des Raumes bzw. die Plattform für den Verkehr. Daher stellt sich die Frage: wie muss die Fläche geformt sein, wie muss sie ausgebildet werden, gegebenenfalls was muss dazugefügt werden, damit sie trägt. Diesen Gestaltungsvorgang kann man nicht abstrahiert lernen, er muss an konkreten Aufgaben geübt werden.

Wir hatten mal die Aufgabe, die Leichtathletikhalle in Dortmund, die dann den Namen Helmut-Körnig-Halle bekam, zu planen. Unser Entwurf stand schon, als wir mit Harald Deilmann den Studenten diese Aufgabe zum 3. Projekt stellten. Wir baten den planenden Architekten Reinhard Klippel, den Architekten der Stadt, das Projekt in Rahmen eines Lehrauftrages mit zu betreuen. Den Studenten stellten wir unsere Pläne zur Verfügung, sie konnten die Baustelle besuchen und den Baufortschritt verfolgen. Wir haben die Studenten aufgefordert, einen besseren Entwurf als unseren vorzulegen. Die Motivation der Studenten war enorm. Ein studentischer Entwurf gewann den Stahlbaupreis des Deutschen Stahlbauverbandes und für Reinhard Klippel hat nicht zuletzt dieses Projekt die Professur in Coburg eingebracht.

Freilich wäre es schön gewesen, wenn die Professoren sogar mit der Beteiligung der Studenten sich an der Planung der Universität, wie an anderen Universitäten Usus war, hätten beteiligen können. Dass dies nicht in

Frage kam, dafür sorgte das Staatshochbauamt. Wir durften bei der Fernuniversität Hagen, bei der Universität Bielefeld mitwirken, aber nicht an der Universität Dortmund.

Das Dortmunder Modell Bauwesen ist sehr betreuungsintensiv, nicht nur bezüglich der Projektbetreuung.

Die Lehrinhalte und deren zeitliche Reihenfolge müssen zwischen den einzelnen Fächern abgestimmt und den Projekten angepasst werden. Glücklicherweise hatten wir die Gelegenheit, erfahrene Kollegen zu der Betreuung der Projekte als Lehrbeauftragte zu gewinnen. Viele Gastvorträge haben das Lehrangebot bereichert.

Die Forschungsarbeit der Architekten und Tragwerksplaner findet primär in der sogenannten „Nebentätigkeit“ statt. Ich weiß nicht, was ich den Studenten erzählt hätte ohne die Informationen, die mir durch die Zusammenarbeit mit den namhaftesten Architekten zugeflossen sind. Diese Erfahrung kann man nicht aus der Literatur holen.

Wir waren bemüht, das gestalterische Vermögen der Studenten zu entwickeln, die Einheit von Inhalt und Form darzustellen und zu zeigen, dass die Tragkonstruktion Architektur ist.

Auswirkungen des Dortmunder Modells Das Wort Modell haben wir als sich stets fortentwickelndes Vorbild verstanden. Und in der Tat hat es Einfluss auf die Ausbildung der Architekten und Ingenieure. Freilich, die Veränderungen bestehender Strukturen an etablierten Universitäten benötigen längere Zeit: ein bis zwei Professorengenerationen. Ein Dortmunder Modell kann man nur auf der grünen Wiese gründen und hierfür war ein Harald Deilmann nötig. Viele unserer Absolventen sind berühmte Vertreter ihres Fachgebietes geworden. Die Anzahl der Professoren aus der „Dortmunder Produktion“ ist beträchtlich.

Allein von meinen Mitarbeitern, Doktoranden sind, soweit ich es verfolgen konnte, 25 Professoren geworden. Die Anzahl der „Professorprodukte“ der anderen Lehrstühlen ist ebenfalls sehr groß. Das ist der Erfolg des Dortmunder Modells. Mir hat das Dortmunder Modell drei Ehrendoktortitel eingebracht, aber das ist nicht mein Verdienst, sondern das von Harald Deilmann. Ihm ist diese Ehre Dank des

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Berichte Neides der Architektenkollegen erspart geblieben. Nach Wilhelm Busch: „Der Neid ist die Aufrichtigste Form der Anerkennung.“ Das Dortmunder Modell Bauwesen ist auch rasch international bekannt geworden, z. B. durch den Studentenaustausch mit der University Kansas: Unsere erste Austauschstudentin war Claudia Schulte, die auch gleich dort ihren Master gemacht hat, nach ihrem Diplom arbeitete sie im Büro Münster von Harald Deilmann, jetzt ist sie Partnerin im Architekturcontor Potsdam und als Architektin Professorin in der Bauingenieurfakultät der Hochschule Brandenburg. Ich darf sie hier ganz herzlich begrüßen.

Die von Josef Paul Kleihues organisierten Dortmunder Architekturtage mit namhaften Gästen aus In- und Ausland haben zum Bekanntheitsgrad des Dortmunder Modells wesentlich beigetragen. Die Dortmunder Architekturtage sind in einer bedeutenden Schriftenreihe dokumentiert. Es ist erfreulich, dass diese Veranstaltungs-

reihe unter der Leitung von Professor Meckler weitergeführt wird. Die von von Busse, Bofinger, Nalbach durchgeführten Venedig-Seminare haben in unserem Angebot große Bedeutung.

Unter anderem war die Tagung der IASS International Association for Schell and Space Structures 1984 eine bedeutende Veranstaltung, die in Fachkreisen große Aufmerksamkeit erlangt hat. Dies sind nur einige erwähnenswerte Ereignisse aus meiner Zeit.

Schließlich bin bereits seit 19 Jahren emeritiert. Frau Lichtenstein kann kompetenter berichten.

Evaluierung

Universitäten und über den Einfluss des Dortmunder Modells Bauwesen auf die Ausbildung von Architekten und Bauingenieure ganz allgemein erarbeiten. Ich denke, es würde sich lohnen. Herr Staatssekretär, wir rechnen mit Ihrer Unterstützung.

Ich bin dankbar, dass ich am Dortmunder Modell mitwirken durfte und danke allen, die am Aufbau des Dortmunder Modells Bauwesen beteiligt waren für ihren Einsatz und den Studenten, die uns Freude an unserer Tätigkeit bereiteten.

Mein Dank gilt auch Ihnen meine Damen und Herren dafür, dass Sie mir so geduldig zugehört haben.

Nun ist das Dortmunder Modell Bauwesen 40 Jahre alt geworden, es ist Zeit, die Ausbildung der Architekten und Bauingenieure zu evaluieren. Wir sollten eine Studie über das Dortmunder Modell, dessen Grundprinzipien, deren Realisierung, Entwicklung, Erfolge/Mängel, Vergleich mit der Ausbildung anderer deutschsprachiger

Univ.-Professor em. Dr.-Ing. E.h. mult.

Stefan Polónyi, Köln

ten und vertriebenen Software teilnehmen. Der Wettbewerb dauert bis Ende Februar 2015.

Anwender der Software in der Bauindustrie präsentieren ihre Beiträge zur globalen Gemeinschaft des Bauingenieurwesens und stellen mit den Projekten unter Beweis, was großartige Ingenieure mit der Technologie und den Software-Tools zu leisten vermögen.

Der letztjährige Wettbewerb hat alle Rekorde gebrochen mit nicht weniger als 127 Projekten aus 28 Ländern, die von 97 Ingenieurbüros und Baugesellschaften eingereicht wurden. 2015 sollen über die bautechnischen und ästhetischen Aspekte jedes Bauprojekts hinaus einige neue Punkte in den Blickpunkt gerückt werden, wie beispielsweise Sicherheit, Stabilität unter strengen Umweltauflagen, Ökologie, Nachhaltigkeit, Innovation, kreatives Denken und den Einsatz eines BIM-Workflows.

Am Contest „The Art of Structural Design“ können alle Anwender von

Software von Scia Engineer und Allplan Engineering teilnehmen. Gewinner werden für jede der folgenden vier Kategorien ermittelt: Kategorie 1: Gebäude Kategorie 2: Öffentliche Bauten Kategorie 3: Gewerbegebäude und Werksanlagen Kategorie 4: Sonderprojekte

Literatur [1] Hettler, A.: Die Bauingenieurausbildung und das Dortmunder Modell Bauwesen. Bautechnik 78 (2001), H. 4, S. 229–235.

Aktuell Internationaler Contest im Bauingenieurwesen – The Art of Structural Design

Diesen internationalen Wettbewerb hat Nemetschek Scia am 1. Dezember 2014 gestartet. Schwerpunkt dieses zum neunten Mal ausgetragenen Wettbewerbs werden Arbeiten von Statikern und Bauingenieuren und den kreativen Designern sein.

An diesem alle zwei Jahre stattfindenden Wettbewerb können alle Anwender einer von Nemetschek Scia entwickel-

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Eine internationale Jury von anerkannten Experten und Wissenschaftlern wird alle Einreichungen nach den Hauptkriterien Originalität, technischer Schwierigkeitsgrad, Prestige und innovativer Einsatz der Software von Scia bewerten.

Sämtliche Einreichungen werden im Scia-Buch The Art of Structural Design 2015 veröffentlicht.

Praktische Hinweise und Wettbewerbsbestimmungen sind auf der Website von Nemetschek Scia zu finden: „The Art of Structural Design – User Contest 2015“: http://nemetschek-scia.com/contest.

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Berichte DOI: 10.1002/stab.201420241

Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2015 Impressionen von der Jurysitzung am 21.11.2014

Bis zum Einsendeschluss zur 14. Auslobung des Ingenieurbaupreises von Ernst & Sohn war die Anspannung groß. Ein Grund dafür war die Umbenennung in den „Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis“ und damit die Widmung des Preises an einen der bedeutendsten Bauingenieure des 21. Jahrhunderts, auf deren Resonanz wir als Verlag sehr gespannt waren.

Der zweite Grund lag in der Tatsache, dass bis zum Tag des Einsendeschlusses, dem 19. September 2014, nur ein einziges Projekt vorlag. Doch an diesem Tag und mit dem Beginn der darauffolgenden Woche wurden alle Bedenken zerstreut, denn der Verlag darf sich über eine Rekordbeteiligung von insgesamt 46 eingereichten Projekten aus neun Ländern und allen Bereichen des Ingenieurbaus freuen. 45 Einreichungen erfüllten die Teilnahmebedingungen.

Die Mehrzahl der eingereichten Projekte stammt aus Deutschland, Österreich und der Schweiz; hinzu kommen interessante Bauwerke, die in Belgien, Brasilien, China, Frankreich, Saudi Arabien und den USA realisiert wurden. Seit zwei Jahren dürfen auch weltweit realisierte Projekte, bei denen die Ingenieurleistungen in Deutschland, Österreich oder der Schweiz erbracht wurden, eingereicht werden.

Diese Änderung der Einreichungsbedingungen trägt auf beeindruckende Weise zur Darstellung der großen Vielfalt heutiger Ingenieuraufgaben bei.

Unter den Einreichungen befinden sich unter anderem 18 Brücken, drei Stadien, zahlreiche Hochbauprojekte und einige interessante Sonderbauwerke.

Der zwölfköpfigen Jury, welche vom Verlag Ernst & Sohn vor jeder Auslobung des Preises neu aus namhaften Vertretern aus Wissenschaft und

Praxis, Behörden und Verbänden zusammengestellt wird, stand eine Mammutaufgabe bevor. Denn trotz einer Vorbesichtigung am Vortag der Jurysitzung, galt es, innerhalb nur eines Tages aus der Vielfalt des Wirkens von Bauingenieuren einen Preisträger zu küren.

Die Jurysitzung zum 14. Ingenieurbaupreis fand am 21. November 2014 im Magnus-Haus der Deutschen Physikalischen Gesellschaft in Berlin statt.

Das Magnus-Haus ist eine Begegnungsstätte zur Förderung der interdisziplinären Gespräche zwischen Physik und anderen technisch-wissenschaftlichen Bereichen und bot den würdigen Rahmen für die knapp 8-stündige Diskussionsrunde. Am Ende vieler, teils leidenschaftlich geführter, Diskussionen votierte die Jury einstimmig für den

Preisträger, den „Kaeng Krachan Elefantenpark im Züricher Zoo“, eingereicht durch das Büro Walt + Galmarini AG aus der Schweiz. Das Bauwerk besticht sowohl architektonisch als auch ingenieurtechnisch durch seine aufgelöste Schalenkonstruktion in Brettsperrholz-Bauweise. Darüber hinaus beschloss die Jury, den „Ultimate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien“, die „Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim“, die „Grubentalbrücke im Zuge der Neubaustrecke Ebensfeld–Erfurt“, Goldisthal im Thüringer Wald sowie die „Sanierung und Instandsetzung der Saarbrücke in Mettlach“ mit einer Auszeichnung zu würdigen. Diese Wahl belegt die enorme Vielseitigkeit und Bandbreite des Betätigungsfeldes für Bauingenieure eindrucksvoll.

Die Jury (v. l. n. r.): Prof. Dr. Viktor Sigrist, TU Hamburg-Harburg, M.Sc. Eng. Nicolas Janberg, Verlag Ernst & Sohn, Dipl.-Ing. Rainer Spitzer, Doka Group Engineering & R&D, Prof. Cengiz Dicleli, HTWG Konstanz, Prof. Dr.-Ing. habil. Norbert Gebbeken, Bayrische Ingenieurekammer-Bau, Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer, Verlag Ernst & Sohn, Dr.-Ing. Heiko Trumpf, Happold Ingenieurbüro, Prof. Dr.-Ing. Hartwig Schmidt, ehem. RWTH Aachen, Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx, Leibniz-Universität Hannover, Dr.-Ing. Klaus Stiglat, Dr.-Ing. Dirk Jesse, Verlag Ernst & Sohn, Dr.-Ing. Dirk Bühler, Deutsches Museum München

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Berichte Die Preisverleihung des Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreises 2015 wird in festlichem Rahmen am 30. Januar 2015 im Festsaal des Deutschen Museums in München stattfinden. Selbstverständlich widmet der Verlag Ernst & Sohn dem Ingenieurbaupreis auch dieses Mal wieder eine eigenständige Dokumentation, in welcher der Preisträger, die ausgezeichneten Projekte und natürlich auch alle weiteren Einreichungen vorgestellt werden. Die Dokumentation wird voraussichtlich zusammen mit dem Heft 3/2015 (März) der Bautechnik an die Abonnenten verteilt und kann alternativ auch direkt über den Verlag bezogen werden.

Preisträger – Kaeng Krachan Elefantenpark, Zoo Zürich

voll ist. Die weit gespannte Schale mit ihren geometrisch unterschiedlich angeordneten Lichtöffnungen wird ingenieurtechnisch anspruchsvoll mit dem vorgespannten Ringbalken verbunden, der die Kräfte aus der Schale aufnimmt und in die Gründung leitet.

Die hybride Gesamtkonstruktion ist eine große Herausforderung für die numerische Modellbildung und für die nichtlineare Analyse. Das Schalendach und die Fassade stellen einen integrativen Ansatz dar, der den Anforderungen an Bauphysik, Beleuchtung und Belüftung auf hervorragende Weise gerecht wird. Die Konstruktion und die Materialien stellen einen Beitrag zur Nachhaltigkeit dar, weil sie u. a. sortenrein rückbaubar ist. Nach Meinung der Jury werden die Kriterien Konstruktion, Innovation, Interdisziplinarität, Ästhetik und Nachhaltigkeit eindrucksvoll erfüllt.

Projektvorstellungen: Ausgezeichnete Projekte – ohne Rangfolge Auszeichnung – Ultimate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien (USA) (Foto: Walt + Galmani AG)

Ingenieure: Walt + Galmarini AG dipl. Ing. ETH SIA USIC (CH) Architekten: Markus Schietsch Architekten GmbH (CH) Lorenz Eugster Landschaftsarchitektur und Städtebau GmbH (CH) Bauherr: Zoo Zürich AG (CH) Ausführung: ARGE Elefantenpark Holzbau: Implenia Schweiz AG – Holzbau (CH) und Strabag AG, Holzbau (CH) Begründung der Jury Im Zoo Zürich sollte ein Elefantenpark gebaut werden, der durch die Konstruktion und die Landschaftsgestaltung den natürlichen Lebensraum von Elefanten nachbildet. Der durch das Ingenieurbüro Walt + Galmarini AG realisierte Elefantenpark besticht sowohl architektonisch als auch ingenieurtechnisch durch die aufgelöste Schalenkonstruktion in BrettsperrholzBauweise, die auch handwerklich als Nagelkonstruktion sehr anspruchs-

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(Foto: schlaich, bergermann und partner)

Ingenieure: schlaich bergermann und partner (D) Architekten: schlaich bergermann und partner (D) Bauherr: Flabeg FE GmbH (D) Ausführung: Solarel Enerji Ltd. Izmir (Stahlbaufertigung) (TR), Tradewinds Construction, Las Vegas (Montage) (USA) Begründung der Jury Bei der Entwicklung einer neuen und kostengünstigeren Generation von Parabolrinnenkollektoren zur solaren Stromerzeugung nutzte das Ingenieurbüro schlaich bergermann und partner einen integralen Ansatz zur Opti-

mierung der Gesamtkonstruktion.

Die neuen Kollektoren sollten gegenüber dem aktuellen Standard 25 % kosteneffizienter sein. Durch den integralen und interdisziplinären Ansatz konnten alle Kostenfaktoren (Verkabelung, Fundamente, Montage, Betrieb etc.) berücksichtigt werden, um das Optimum bei großen Kollektorkonzepten zu erreichen. Die horizontalen Windbelastungen gekoppelt mit den extrem geringen zulässigen Verformungen sind für den Entwurf einer geeigneten Kollektorstruktur maßgeblich.

Als torsionssteife Tragstruktur wurde ein aufgelöster Kastenquerschnitt mit einer Länge von jeweils 24 m gewählt.

Durch die Verwendung hochpräziser Montagevorrichtungen können trotz geringer Toleranzanforderungen an die einzelnen Stahlbauteile die hohen geometrischen Anforderungen erreicht werden. Beim Ultimate Trough Test Loop wurde erstmalig keine geschlossene Spiegeloberfläche gewählt, sondern Druckentlastungsschlitze in Längsrichtung eingefügt, um die Windlasten zu reduzieren. Weiterhin wurde die Fixierung der Spiegel modifiziert, um Toleranzen des Stahlbaus auszugleichen. Ein dreidimensionaler Toleranzausgleich in einer Klebefügestelle ermöglicht eine präzisere Parabolform als bisher. Dadurch wird der optische Wirkungsgrad erhöht.

Das Projekt „Ultimate Trough Test Loop“ in Harper Lake, Kalifornien, zeigt deutlich, welch großes Aufgabenspektrum durch Bauingenieure abgedeckt wird. Die interdisziplinäre Zusammenarbeit mit anderen Ingenieurberufen war ausschlaggebend für die Erstellung einer neuen Generation von Sonnenkollektoren, bei denen aufgrund der Dimension höchste Präzision erforderlich wird.

Auszeichnung – Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim

(Foto: EnBW AG)

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Berichte Ingenieure: Kempfert + Partner Geotechnik (D) Architekten: RMD-Consult GmbH (Vorplanung) (D) Bauherr: Rheinkraftwerke Iffezheim GmbH (D) (Projektabwicklung: EnBW AG (D)) Ausführung: ARGE RKW Iffezheim: Schleith GmbH (D) und Implenia AG (CH) Begründung der Jury Im Zuge der Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim wurde die Herstellung von drei Baugruben erforderlich, die sich sämtlich innerhalb eines an das bestehende Kraftwerk anschließenden Inseldamms innerhalb des Rheins befinden. Aufgrund der Form der Hauptbaugrube, der asymmetrischen Belastungsrandbedingungen sowie der gegenseitigen Interaktion der Baugruben während der verschiedenen Bauphasen war eine vereinfachte Berechnung unter Verwendung von Strukturmodellen aus dem Konstruktiven Ingenieurbau nicht möglich.

Grundlage der Modellierung war, dass neben den Bauteilen zusätzlich der umgebende Boden in einem dreidimensionalen Kontinuumsmodell erfasst wurde.

Dieses Vorgehen des Ingenieurbüros Kempfert + Partner zeigt beispielhaft, wie das Management der Baugruben durch die besondere Ingenieurleistung eines interdisziplinär aufgestellten Ingenieurteams getragen wird. Die Jury würdigt das Projekt mit einer Auszeichnung, um die Bedeutung der Baustelle als Innovationspool zu würdigen und das Bauen als Prozess zu veranschaulichen, der in allen Phasen nach kreativen Ingenieurlösungen verlangt.

Auszeichnung – Saarbrücke Mettlach, Sanierung und Instandsetzung Ingenieure: Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH (D) Bauherr: Landesbetrieb für Straßenbau (LFS) Saarland (D) Ausführung: Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH (D)

(Foto: Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH)

Begründung der Jury Das SPS-System als sandwichförmige Stahl-Kunststoff-Verbundplatte (Integralplatte) ist eine innovative Entwicklung von Stephen J. Kennedy (Kanada), die in verschiedenen Ingenieurdisziplinen Eingang gefunden hat (Schiffbau, Offshore, Ingenieurbau). Aufgrund der Betriebsfestigkeitsprobleme von orthotropen Fahrbahnplatten und Beton- bzw. Stahlverbundfahrbahndecks hat Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH (Hannover) das SPS-System auf die hiesigen Anforderungen und Normen ausgelegt und weiterentwickelt. Diese kreative Adaption erfolgte in Zusammenarbeit mit namhaften Forschungsstellen und durch aufwendige Versuchsreihen. Nach ersten Prototypen wurden nun mit der Saarbrücke Mettlach im Bestand eine Sanierung und Ertüchtigung erfolgreich umgesetzt. Unter laufendem Verkehr wurde die Betonfahrbahn durch das SPS-System signifikant geleichtert.

Dadurch konnten die bestehenden Tragkabel ohne Verstärkung erhalten und somit die Tragfähigkeiten für Verkehrslasten wesentlich erhöht werden (Hochstufung). Hervorzuheben ist das intelligente Montagekonzept. Das ausgezeichnete Bauwerk hat als Modellprojekt strategische Bedeutung zur Erhaltung und Ertüchtigung von Bestandsbrücken.

Auszeichnung – Eisenbahnüberführung Grubentalbrücke, VDE 8.1 Neubaustrecke Ebensfeld–Erfurt, Goldisthal im Thüringer Wald (D) Ingenieure:

schlaich bergermann und partner (D)

(Foto: schlaich, bergermann und partner)

Architekt:

schlaich bergermann und partner (D) Auftraggeber: DB ProjektBau GmbH (D) Bauherr: DB Netz AG (D) Ausführung: Arbeitsgemeinschaft Bogenbrücken Goldisthal Bickhardt Bau AG/ Ed. Züblin AG Begründung der Jury Die Grubentalbrücke ist Teil der neuen Eisenbahnstrecke Nürnberg–Berlin.

Sie wurde in einer für den Hochgeschwindigkeitsverkehr neuen Bauart als semiintegrale Brücke errichtet. Sie überspannt monolithisch eine Gesamtlänge von 215 m und weist eine markante Mittelöffnung von 90 m auf. Nur an den Brückenenden sind Bewegungsfugen und Lager vorhanden. Das für eine Hochgeschwindigkeitsbrücke außergewöhnlich filigrane Tragwerk besticht durch seine klare Gliederung, die sorgfältige Detailgestaltung und die herausragende Einpassung in die Umgebung. Der Entwurf des Ingenieurbüros schlaich bergermann und partner erfüllt die bahntechnischen Anforderungen in idealer Weise, indem Steifigkeit und Schwingungsverhalten optimal aufeinander abgestimmt sind.

Aufgrund der ausgewogenen Tragwerksgeometrie konnten die Gleise ohne Schienenauszüge über die Fugen geführt werden. Dies garantiert den besten Fahrkomfort und vereint größtmögliche Sicherheit mit geringem Instandhaltungsbedarf. In ihrer Bauform knüpft die Grubentalbrücke an die große Tradition der Betonbogenbrücken an und entwickelt diese zukunftsfähig weiter.

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April 2013 Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner sbp sonne gmbh, Stuttgart Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Kempfert + Partner Geotechnik, Würzburg Einreicher: DB ProjektBau GmbH, Großprojekt VDE 8, NBS Ebensfeld–Erfurt, Erfurt Verantwortliches Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner Beratende Ingenieure im Bauwesen, Stuttgart

Januar 2014

Dezember 2013

Auszeichnung zum Preis: Ultimate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien

Auszeichnung zum Preis: Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim

Auszeichnung zum Preis: Eisenbahnüberführung Grubentalbrücke, VDE 8.1 Neubaustrecke Ebensfeld– Erfurt, Goldisthal im Thüringer Wald

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Einreicher: Werner Sobek Stuttgart GmbH Verantwortliches Ingenieurbüro: Werner Sobek Group GmbH

Juli 2014

August 2013

Aktivhaus B10, Stuttgart

Messe Frankfurt – Überdachung Tor Nord

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH, Frankfurt am Main

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Weihermüller & Vogel Gesellschaft Beratender Ingenieure mbH, Wiesbaden

Sanierung der Bahnsteighalle des Oktober Wiesbadener Hauptbahnhofes 2013

Beiträge in der Reihenfolge der Einreichung

Auszeichnung zum Preis: März 2013 Einreicher & Verantwortliches Saarbrücke Mettlach, Sanierung Ingenieurbüro: und Instandsetzung Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Walt + Galmarini AG dipl. Ing. ETH SIA USIC, Zürich

Mai 2013

Preisträger: Kaeng Krachan Elefantenpark, Zoo Zürich

Einreichende Firma/ Verantw. Ingenieure

Fertigstellung

Objekt/Ort

Messe Frankfurt Venue GmbH & Co. KG, Frankfurt am Main

Prebeck Stahlbau GmbH, Bogen, Deutschland

Ingo Schrader Architekt BDA, Berlin

Werner Sobek Group GmbH, Stuttgart

E-Lab Projekt GmbH, Stuttgart

SchwörerHaus KG, Hohenstein

Landesbetrieb für Straßenbau – (LFS) Saarland, Neunkirchen

Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover

Weihermüller & Vogel Gesellschaft Beratender Ingenieure mbH, Wiesbaden

schlaich bergermann und partner Beratende Ingenieure im Bauwesen, Berlin

DB Netz AG, Berlin

Arbeitsgemeinschaft Bogenbrücken Goldisthal Bickhardt Bau AG/ Ed. Züblin AG

DB ProjektBau GmbH, ARGE Instandsetzung Frankfurt am Main Hallendach Hauptbahnhof Wiesbaden: Ed. Züblin AG Direktion Mitte Bereich SF 2, Frankfurt am Main und Eiffel Deutschland Stahltechnologie, Hannover

RmD Consult GmbH, München

Rheinkraftwerk Iffezheim GmbH, Vertreter: EnBW Kraftwerke AG, Stuttgart

ARGE RKW Iffezheim, c/o Schleith GmbH, Rheinfelden

schlaich bergermann und partner sbp sonne gmbh, Stuttgart

Markus Schietsch Architekten GmbH, Zürich Lorenz Eugster Landschaftsarchitektur und Städtebau GmbH, Zürich

Zoo Zürich AG

ARGE Holzbau Elefantenpark Implenia Holzbau, Lindau, Strabag Holzbau, Schweiz Flabeg FE GmbH, Stahlbaufertigung: Solarel Furth im Wald Enerji Ltd. Izmir, Türkei Montage: Tradewinds Construction, Las Vegas, USA

Architekt

Bauherr

Ausführende Firma/en

Eingereichte Projekte 2015 (s. auch www.ernst-und-sohn.de/ingenieurbaupreis)

Berichte

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Juni 2013

Campusbrücke Opladen, Leverkusen-Opladen

2013

Mai 2014

Fuß- und Radwegbrücke Hagelsbrunnenweg, Stuttgart

Stöbnitztalbrücke, VDE 8.2, NBS Erfurt−Halle/Leipzig, nahe Oechlitz, Saalkreis

Juni 2014

Lärmschutzhalle Flughafen Zürich, Schweiz

Oktober 2012

April 2014 Einreicher: gmp Architekten von Gerkan Marg und Partner, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner sbp gmbh, Stuttgart

Arena da Amazônia, Manaus, Brasilien

Neues Gymnasium Bochum

August 2013

Baakenhafenbrücke, Hamburg HafenCity

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Leonhardt, Andrä und Partner Beratende Ingenieure VBI AG, Dresden und Hamburg

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: wh-p GmbH Beratende Ingenieure Weischede, Herrmann und Partner, Stuttgart

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Knippers Helbig GmbH, Stuttgart

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Engelsmann Peters Beratende Ingenieure, Stuttgart

Einreicher: WTM Engineers GmbH, Hamburg Verantwortliches Ingenieurbüro: WTM Engineers GmbH, Suisseplan Ingenieure AG

Einreicher: HafenCity Hamburg GmbH, Hamburg Verantwortliches Ingenieurbüro: BuroHappold Engineering, Berlin

März 2013 Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: ifb frohloff staffa kühl ecker, Berlin Ingenieurbüro

Horizontweg Georgswerder, Hamburg-Georgswerder

Bauunternehmung Granit September Einreicher & Verantwortliches GmbH, Feldkirch bei Graz, 2013 Ingenieurbüro: Vasko+Partner Ingenieure Ziviltechniker für Österreich Bauwesen und Verfahrenstechnik GesmbH, Wien

Library&Learning Center Campus WU, Wien

WTM Engineers GmbH, Hamburg

Flughafen Zürich AG, Airfield Maintenance, Zürich

Landeshauptstadt Stuttgart, Tiefbauamt Stadtbahn Brücken und Tunnelbau, Projektleitung und Konstruktion Brücken

Technische Betriebe der Stadt Knight Architects, High Leverkusen AöR, Leverkusen Wycombe, Grossbritannien Schulverwaltungsamt 40, Bochum

Stahlbau: Aepli Stahlbau AG, Gossau,Schweiz/Akustik, Schall, Metallbau: G + H Isolierung GmbH, Ludwigshafen Stahlbau Urfer GmbH, Remseck, Deutschland

Bauunternehmen Hofschröer GmbH & Co. KG, Lingen Massivbau: OBAG Hochbau GmbH, Bautzen Stahlbau, Foliendach: Vector Foiltec GmbH, Bremen

DB ProjektBau GmbH, Leipzig

gmp Architekten von Gerkan Marg und Partner, Berlin

Companhia de Desenvolvimento do Estado do Amazonas – CIAMA/ Construtora Andrade Gutierrez S.A, Manaus, Brasilien

Andrade Gutierrez, Manaus – Amazonas, Brasilien

Alpine Bau Deutschland AG, Niederlassung Halle/Leipzig, Zöschen

Wilkinson Eyre Architects, London

HafenCity Hamburg GmbH

Arge Himmel & Papesch, Bebra/Victor Buyck Steel Construction NV, Eeklo, Belgien

_

Hascher Jehle Planungsgesellschaft mbH, Berlin

Engelsmann Peters Beratende Ingenieure, Stuttgart

Sauerzapfe Architekten, Berlin

Zaha Hadid Architects, Hamburg

Christ & Gantenbein Architekten ETH SIA BSA, Basel

Architekt

Freie und Hansestadt Hamburg, Behörde für Stadtentwicklung und Umwelt U2621

Projektgesellschaft WU Wien Neu GmbH/Bundesimmobiliengesellschaft m.b.H

Bau- und Verkehrsdepartement Basel-Stadt, Bau- und Umweltschutzdirektion Base-Land & Gemeinde Birsfelden, Basel

Bauherr

Jürgen Martens GmbH & Co. KG, Hamburg

Schneider Stahlbau AG, Jona, Schweiz

März 2012 Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: ZPF Ingenieure AG, Basel

Ausführende Firma/en

Birsbrücke Basel

Einreichende Firma/ Verantw. Ingenieure

Fertigstellung

Objekt/Ort

Berichte

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November Einreicher: 2013 Gerber Architekten, Dortmund Verantwortliches Ingenieurbüro: B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH, Frankfurt am Main

Juni 2013

Oktober 2012

Juni 2013

Oktober 2012

Dezember 2013

Februar 2013

November Einreicher: 2012 Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft mbH, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: VIC Verkehrs- und Ingenieur Consult GmbH, Potsdam

März 2013 Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: BERNARD Ingenieure ZT GmbH, Hall in Tirol, Österreich

King Fahad Nationalbibliothek, Riad, Saudi-Arabien

casaPICO, Lugano, Schweiz

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Wildspitzbahn Café 3440, Pitztal

Bushofdach Aarau, Schweiz

Trattenbachbrücke, Spital am Pyhrn

ESO Headquarter Garching, München-Garching

Fußballstadion Millerntor, Überdachung der Osttribüne, Hamburg, St. Pauli

Alfred-Lion-Steg (Brücke am Südkreuz), Berlin

ÖBB-Rheinbrücke, Lustenau, St. Margrethen-Lauterach, Vorarlberg, Österreich

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Professor Pfeifer und Partner Ingenieurbüro für Tragwerksplanung, Darmstadt

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Mayr | Ludescher | Partner Beratende Ingenieure, München

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: SSF Ingenieure AG, München

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: formTL ingenieure für tragwerk und leichtbau GmbH, Radolfzell

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: aste weissteiner zt gmbh, Innsbruck

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Ingegneri Pedrazzini Guidotti Sagl, Lugano

Einreicher: Grontmij GmbH, Frankfurt am Main Verantwortliches Ingenieurbüro: Grontmij GmbH in Ingenieurgemeinschaft mit Ferdinand Heide Architekt BDA

Oktober 2013

Osthafenbrücke, Frankfurt am Main

Einreichende Firma/ Verantw. Ingenieure

Fertigstellung

Objekt/Ort

STRABAG AG, Linz

Schälerbau Berlin, Niederlassung der August Reiners Bauunternehmung GmbH, Bremen

Peters Stahlbau GmbH, Itterbeck

BAM Deutschland AG, Stuttgart

Gebr. Haider Bauunternehmung GmbH, Großraming, Österreich

Ruch AG, Altdorf, Schweiz

HTB Baugesellschaft mbH, Arzl im Pitztal, Österreich

PEDRAZZINI costruzioni SA, Lugano

Saudi Bin Laden Group, Jeddah, Saudi Arabien

Max Bögl Bauunternehmung GmbH & Co. KG, Frankfurt am Main

Ausführende Firma/en

–

Vehovar & Jauslin Architektur AG, Zürich

Baumschlager Hutter Partners, Dornbirn, Österreich

spbr arquitetos, sao paulo BRA baserga mozzetti architetti, Muralto CH

Gerber Architekten, Dortmund

Ferdinand Heide Architekt BDA, Frankfurt am Main

Architekt

ÖBB – Infrastruktur AG, Wien

Senatsverwaltung für Stadtentwicklung Berlin, Abt. X Ingenieurbauwerke, Berlin

Fußball-Club St. Pauli, Hamburg

Ostertag Architects, Wien

Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft mbH, Berlin

Ar.te.plan GmbH Architekten, Dortmund

European Organisation for Auer Weber Architekten Astronomical Research in the BDA. München Southern Hemisphere (ESO), Garching

ÖBB-Infrastruktur AG, Linz

Stadt Aarau, Stadtbauamt, Aarau

Pitztaler Gletscherbahn GmbH + CoKG, St. Leonhard im Pitztal, Österreich

Privat (Familie), Luigi Pedrazzin, Luganoi

Königreich Saudi-Arabien, vertr. d. Arriyadh Development Authority, Arriyadh, Saudi Arabien

Stadt Frankfurt am Main, Amt für Straßenbau und Erschließung (ASE)

Bauherr

Berichte

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Oktober 2013

November Einreicher & Verantwortliches 2012 Ingenieurbüro: Breinlinger Ingenieure Hoch- und Tiefbau GmbH, Tuttlingen

Mai 2013

Mai 2014

Juli 2013

Schulgebäude Vouvry, Cycle d‘Orientation du Haut-Lac, Vouvry (VS), Schweiz

Fuß- und Radwegunterführung, Tuttlingen

Museum für Architekturzeichnung, Berlin

Landesarchiv NordrheinWestfalen, Duisburg

Kundencenter − Überdachung der Ausfahrt Autostadt Wolfsburg

Dezember 2012

August 2014

Sporthallen Weissenstein, Bern

Louvre Lens, Frankreich

August 2013

Neubau der Waschmühltalbrücke, Kaiserslautern

Einreicher: B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH, Frankfurt am Main Verantwortliches Ingenieurbüro: B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH, B+G Ingénierie Bollinger + Grohmann S.a.r.l.

Einreicher: Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover Verantwortliches Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner – sbp gmbh, Berlin

Permasteelisa France, Paris La Défense Cedex

Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover

SPEECH Tchoban & Kuznetsov, Moskau

Regionalrat Nord-Pas-deCalais, Lille, Frankreich

SANAA Kazuyo Sejima & Ryue Nishizawa, Tokio, Japan

Graft Architekten, Berlin

Tchoban Foundation.

Museum für Architekturzeichnung, Berlin

–

Regierungspräsidium Freiburg und Breinlinger Ingenieure Hoch- und Tiefbau GmbH

Autostadt GmbH, Wolfsburg

Regierungspräsidium Freiburg, Tuttlingen

Bilfinger Regiobau GmbH, Freiburg

Berrel Berrel Kräutler AG Architektur ETH BSA SIA, Zürich

Ortner & Ortner Baukunst, Köln

Groupement régional du Cycle d‘Orientation du HautLac, Vouvry, Schweiz

–

Penzel Valier AG, Zürich

Bau- und Liegenschaftsbetriebe des Landes Nordrhein-Westfalen, Düsseldorf

SpoHaWe AG, c/o Von Graffenried Holding AG, Bern

AV1 Architekten GmbH, Kaiserslautern

Bundesrepublik Deutschland vertreten durch Landesbetrieb Mobilität Kaiserslautern

ARGE Neubau der Waschmühltalbrücke Kaiserslautern, Plauen Stahl Technologie, Plauen/Vogtland Marti AG Bern, Moosseedorf, Schweiz

Dr. Kreutz + Partner Beratende Ingenieure, Nürnberg

Stadt Nürnberg, vertreten durch Servicebetrieb Öffentlicher Raum, Nürnberg

STS Stahlbau GmbH, Regensburg

Architekt

Bauherr

Ausführende Firma/en

Hochtief Solutions AG, Essen Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: office for structural design osd GmbH & Co. KG, Frankfurt am Main

Einreicher: nps tchoban voss GmbH & Co. KG, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: Ing.-Büro PPW - Planungsgemeinschaft Paulisch + Partner, Berlin

Einreicher: c/o Walt+Galmarini AG dipl. Ing. ETH SIA USIC, Zürich Verantwortliches Ingenieurbüro: ESM-Ingénieurs Associés SA, Monthey, Schweiz

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Penzel Valier AG, Zürich

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Leonhardt, Andrä und Partner Beratende Ingenieure VBI AG, Stuttgart und Hamburg

Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: Dr. Kreutz + Partner Beratende Ingenieure, Nürnberg

Oktober 2012

Sanierung und Wiederherstellung des Kettensteges als Hängebrücke, Nürnberg-Sebald

Einreichende Firma/ Verantw. Ingenieure

Fertigstellung

Objekt/Ort

Berichte

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ARGE Hermann Kirchner + Landesstraßenbaubehörde Donges Steeltec, Bad Hersfeld Sachsen-Anhalt, Regionalbereich Mitte, Magdeburg

Einreicher: Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft mbH, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: VIC – Verkehrs- und Ingenieurbau Consult GmbH, Potsdam/Meyer+Schubart – Partnerschaft Beratender Ingenieure VBI, Wunstorf Einreicher: Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover Verantwortliches Ingenieurbüro: Wasserstraßen-Neubauamt Datteln

Dezember 2012

Dezember 2012

August 2013

Casa Minghetti-Rossi, Gordola, Schweiz

Mühleninselbrücke, Königs Wusterhausen

Waldschlösschenbrücke, Dresden

Neue Zwillingsschleuse Münster, Februar 2014 Ersatzneubau der Schleusen I und II

Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft mb, Berlin Landeshauptstadt Dresden, Geschäftsbereich Stadtentwicklung, Straßen- und Tiefbauamt, Abt. Brückenund Ingenieurbauwerke

Wasserstraßen-Neubauamt Datteln

ARGE Waldschlößchenbrücke (Sächsische Bau GmbH, Dresden/Eurovia VBU/ Strabau GmbH Meissen/ Eurovia Beton GmbH/Stahlund Brückenbau Niesky)

Eiffel Deutschland Stahltechnologie GmbH, Hannover

BAW- Bundesanstalt für Wasserbau, Karlsruhe

Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft mbH, Berlin Gemeinde Königs Wusterhausen, Fachbereich IV – Bauen und Gebäudeservice, Tiefbau

Baserga Mozzetti Architetti, Muralto, Schweiz

Leonhardt, Andrä und Partner Beratende Ingenieure VBI AG, Dresden

Chris Poulissen, Antwerpen, Belgien

Bauunternehmen Buckler Einreicher: Kolb Ripke Architekten Planungsgesellschaft Tief- und Brückenbau GmbH, Lebus mbH, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: BDC Dorsch Consult Ingenieurgesellschaft mbH, Berlin

G. Marchesini SA, Mezzovico, Tiziano Minghetti e Monica Einreicher: Rossi, Gordola, Schweiz Baserga Mozzetti Architetti, Muralto, Schweiz Schweiz Verantwortliches Ingenieurbüro: Ingegneri Pedrazzini Guidotti Sagl, Lugano, Schweiz

Einreicher Leonhardt, Andrä und Partner Beratende Ingenieure VBI AG, Dresden Verantwortliches Ingenieurbüro: Leonhardt, Andrä und Partner Beratende Ingenieure VBI AG | Dr. Löber Ingenieurgesellschaft für Verkehrsbauwesen mbH

August 2013

Neubau der Schönebecker Elbauenbrücke, B 246 a Ortsumgehung Schönebeck

Agentschap Wegen en Verkeer Antwerpen, Antwerpen, Belgien

Hascher Jehle Architektur Berlin

Vermögen und Bau BadenWürttemberg, Amt Stuttgart

Massivbau: Ed. Züblin AG, Stuttgart Netzanlage: E. Roleff GmbH & Co. KG, Altbach Ondernemmingen Jan de Nul N.V., Hofstade-Aalst, Belgien

April 2013 Einreicher & Verantwortliches Ingenieurbüro: wh-p GmbH Beratende Ingenieure Weischede, Herrmann und Partner, Stuttgart

Menschenaffenhaus Wilhelma, Stuttgart

Massimiliano Fuksas Architetetto, Rom, Italien

Shenzhen Airport Group Co. Ltd., Shenzhen, China

China State Construction Engineering Corporation CNBejing, Shenzhen, China

gmp Architekten von Gerkan Marg und Partner, Berlin

Architekt

Dongguan Civil Construction Administration Office, Dongguan, China

Bauherr

China Construction Eighth Engineering Division Corp.

Ltd, Shanghai, China

Ausführende Firma/en

Albertkanalbrücke, Geel, Belgien September Einreicher & Verantwortliches 2013 Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner, Berlin

November Einreicher & Verantwortliches 2013 Ingenieurbüro: Knippers Helbig advanced engineering, Stuttgart.Berlin.New York, Stuttgart

Shenzhen Bao‘an International Airport, Terminal 3, Volksrepublik China

Einreicher: gmp Architekten von Gerkan, Marg und Partner, Berlin Verantwortliches Ingenieurbüro: schlaich bergermann und partner, Stuttgart sbp gmbh

Einreichende Firma/ Verantw. Ingenieure

Januar 2014

Fertigstellung

Dongguan Basketball Stadion, Dongguan, China

Objekt/Ort

Berichte

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Aktuell

Aktuell Ingenieurpreis des Deutschen Stahlbaues 2015 entschieden Dieser von bauforumstahl zum zweiten Mal in Zusammenarbeit mit der Bundesingenieurkammer als ideellem Partner online ausgelobte Preis zeigte wieder eine breite Palette von Ingenieurleistungen.

Der Ingenieurpreis in der Kategorie Hochbau geht an Mike Schlaich von schlaich bergermann und partner, Berlin, für die Überdachung der Ausfahrt vor dem KundenCenter der Autostadt in Wolfsburg. In der Kategorie Brückenbau gewinnt Stephan Lüttger von der Max Bögl Stahlund Anlagenbau GmbH & Co. KG für die Fertigung und Montage der spektakulären Großbrücke Sundsvall in Schweden. Von insgesamt 36 Einreichungen zum Wettbewerb kamen 23 aus der Kategorie Hochbau, 13 aus dem Brückenbau. Außer den beiden Preisen gibt es acht Auszeichnungen. Bewertet wurden herausragende Neubauten und Lösungen für das Bauen im Bestand sowie Berechnungsstrategien, Fertigungsverfahren, Montagekonzepte und Details oder Einzelbauteile, die seit 2012 erstellt und in der Praxis angewendet bzw. gebaut worden sind.

Die Preisverleihung findet anlässlich der Messe BAU 2015 in München am 20. Januar 2015 auf dem Gemeinschaftsstand von bauforumstahl (Halle B2/ Stand 318, www.bauforumstahl.de/veranstaltung/425) statt. Außerdem werden die siegreichen Projekte in die Wanderausstellung zu den besten Objekten der Stahl-Wettbewerbe 2014/15 aufgenommen, die insbesondere an Hochschulen zu sehen ist. Überdachung der Ausfahrt vor dem KundenCenter der Autostadt in Wolfsburg Ingenieur: Prof. Mike Schlaich mit Ron MartenBehnke, David Sommer, Mathias Nier und Stephanie Thurath, schlaich bergermann und partner, Berlin

Architekt: GRAFT – Gesellschaft von Architekten mbH, Berlin Bauherr: Autostadt GmbH, Wolfsburg Das neue Dach in der Autostadt in Wolfsburg stellt durch seine Wölbung gleichsam eine Willkommensgeste dar und fügt sich harmonisch in die hügelige Umgebung ein. Die Idee eines „Blattes in der Landschaft“ konnte durch die leichte, geschwungene Form des Stahlträgers mit dem luftigen Flächentragwerk sehr gut umgesetzt werden. Es ist ein membranbespanntes Seilnetzdach entstanden, das mit geringem Materialaufwand und in nachhaltiger Ausbildung eine Fläche von rund 1 600 m² überspannt, und dank der guten und effizienten Zusammenarbeit zwischen Bauherr, Architekten und Ingenieuren Planung und Bau in nur 15 Monaten erlaubte.

Alle Elemente des Tragwerkes sind sichtbar, nichts wird versteckt. Nutzungsabsicht und Entwurfsgedanke wurden konsequent umgesetzt und führten zu einem äußerst minimalistischen und materialsparenden Ingenieurbauwerk. Die Verwendung von Stahl beim Planen und Bauen leistet dabei einen wichtigen Beitrag zum Klimaschutz: einfache Wiederverwertbarkeit, ressourcenschonendes Recycling und geringer Materialverbrauch durch hohe Tragfähigkeit bei schlanken Konstruktionen. Zudem ist eine einfache Trennung der Materialien (hier Stahl und Membran) beim Rückbau möglich. Auch die Membran trägt aufgrund ihres sehr geringen Eigengewichtes und dessen Einwirkung auf die Tragstruktur zur Nachhaltigkeit des Bauwerkes bei.

Die Wahl der Sattelform ermöglichte die Realisierung eines sehr leichten Flächentragwerks aus vorgespannten Zugelementen. Das Konzept des gemeinsamen Lastabtrages von Membran und Seilnetz führt zu einer schlichten Detaillierung und Erscheinung des Daches. Die Membran legt sich bei der höheren Druckbeanspruchung von oben auf das Seilnetz, während die Sogbeanspruchung auch punktförmig abgetragen werden kann.

Bild 1. Überdachung der Ausfahrt vor dem KundenCenter der Autostadt in Wolfsburg (© Tobias Hein)

Sundsvall-Brücke in Schweden Stahlbauer: Stephan Lüttger mit Rüdiger Schidzig und Dr. Michael Pfeiffer, Max Bögl Stahlund Anlagenbau GmbH & Co. KG Architekt: Rundquist Arkitekter AB, Stockholm Ingenieur: SC Consulting Engineers A/S, Kopenhagen Bauherr: Trafikverket, Sundsvall Die 1 420 m lange und 23 000 t schwere Stahlbrücke mit Stützweiten zwischen 88 und 170 m überspannt den Bottnischen Meerbusen bei Sundsvall in einer Höhe von bis zu 33 m. Mit der im Grund- und Aufriss gekrümmten Brückengradiente und dem sich über die gesamte Brückenlänge ändernden Brückenquerschnitt entspricht die Brücke inmitten der Hafenstadt nicht nur den hohen architektonischen Anforderungen, sondern ihr Bau erfreute auch die moderne Ingenieurkunst.

Das Fertigungs-, Montage- und Logistikkonzept der Brücke ist in seiner Größenordnung auch für den modernen Deutschen Stahlbau ein Meilenstein. Um den hohen technischen Anforderungen und dem sehr engen Gesamtterminplan gerecht zu werden, wurden alle Bereiche des modernen Stahlbaus gefordert: Angefangen mit der umfangreichen und komplexen 3D-Planung des Bauwerks, den Fertigungs-, Logistik- und Montageabläufen mit interaktiv verknüpfter Prozesssteuerung, der Logistikkette zwischen den einzelnen Produktionsorten bis hin zur technisch hoch anspruchsvollen Hubmontage über dem Meer.

Für die Montage der 1,4 km langen Brücke wurde der durchlaufende Brückenträger in Längsrichtung in elf Sektionen mit maximal 160 m Länge unterteilt. Die Haupttragkonstruktion des Brückenträgers mit der Hülle und den beiden Längsträgern besteht komplett aus orthotropen Platten. Bei der erforderlichen Fertigungsleistung von einem gesamten Brückenquerschnitt mit 24 m

Bild 2. Sundsvall-Brücke in Schweden, Sektionshub (© Firmengruppe Max Bögl)

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Aktuell Länge pro Woche mussten somit pro Woche im Schnitt 16 orthotrope Platten hergestellt werden. Dies war mit der herkömmlichen Fertigungsweise logistisch nicht zu leisten und es musste eine spezielle Umlauffertigung entwickelt werden. Das Herzstück der Umlauffertigung ist die halbautomatisierte Linienfertigung der orthotropen Platten.

[1] Lüttger, St., Pfeiffer, M., Schidzig, R.: Spektakulärer Großbrückenbau in Schweden – Die Sundsvall-Brücke setzt neue internationale Maßstäbe. Stahlbau 83 (2014), H. 10, S. 701–706.

Schweizer Stahlbaupreis Prix Acier 2014 Am 15. Oktober 2014 wurde im Auditorium Maximum der ETH Zürich zum 5. Mal der Schweizer Stahlbaupreis Prix Acier vergeben. Ausgezeichnet wurden Bauwerke, die exemplarisch für die architektonische Qualität und technische Leistungsfähigkeit des Schweizer Stahlund Metallbaus stehen.

Der Preis 2014 wurde mit Unterstützung der Dachorganisation des Stahlund Metallbaus „Stahlpromotion Schweiz“ realisiert und erhält damit eine breite Unterstützung durch die Branche. Berücksichtigt wurden deshalb nicht nur Stahlbauten, sondern auch Projekte im Bereich Metallbau, sofern Stahl als Baumaterial eingesetzt wurde.

Ausgezeichnet wurden Projekte, die exemplarisch für die architektonische Qualität und technische Leistungsfähigkeit des Stahl- und Metallbaus sind. Im Vordergrund standen der kreative und wirtschaftliche Umgang mit dem Material Stahl, technische Innovation und konstruktive Virtuosität. Das Projekt durfte nicht älter als drei Jahre sein und musste spätestens bis Ende April 2014 fertig gestellt (und bezogen) sein. Bauten im Ausland wurden berücksichtigt, wenn Schweizer Planer oder Unternehmen namhaft daran beteiligt waren.

Der Preis „Prix Acier“ geht an Bauherrschaft, Architekturbüro, Ingenieurbüro sowie die Stahl/Metallbau-Unter-

nehmung. Für kleinere Projekte kann eine Anerkennung vergeben werden.

Die 36 eingereichten Projekte wurden von einer Fachjury des Stahlbau Zentrums Schweiz beurteilt. Die Anzahl der Auszeichnungen für den Prix Acier 2014 war abhängig von der Qualität der Projekte.

Auszeichnungen 2014 ARCA – Ausbildungszentrum SBV, Gordola Die Werkstätten des Berufsbildungszentrums des Baumeisterverbandes stehen im Gewerbegebiet von Gordola, mitten im Schwemmgebiet der Magadino-Ebene.

2003 setzte der Langensee die Ebene das letzte Mal unter Wasser und richtete an den Maschinen des Berufsbildungszentrums grossen Schaden an.

Für den Neubau hoben die Architekten deshalb ihr 129 m langes und 29 m breites Gebäude mit Stützen rund 3 m vom Boden ab (Bild 1). Auf der tischartigen Betonplatte stehen die silbern glänzenden Werkstätten, darunter liegen Parkplätze und Lagerflächen. Die seitlich über die Stützen auskragende Platte funktioniert als eine Art schwebendes Werksareal – die drei Abteilungen Metallbauer, Haustechniker und Holzbauer können so von beiden Seiten her erschlossen werden.

Weil der Baugrund sich nicht für große Lasten eignete, haben sich die Architekten entschlossen, die tragenden Teile in Stahl zu bauen. Silbern schimmerndes Chromstahlblech unterstreicht die Leichtigkeit der Konstruktion. In der Hülle spiegelt sich die Umgebung und erinnert an die zahlreichen Gewerbebauten der Magadinoebene.

43 Fachwerk-Sheds überspannen die gesamte Gebäudebreite von 27 m stützenfrei. Die Geometrie ist statisch begründet, denn so konnten die Träger feingliederig gebaut werden. Die Sheds bringen viel schattenlose Leichtigkeit in die Innenräume. Die schlanke und luftige Konstruktion wird auch zur Leitungsführung verwendet: Strom, Gas, Luft werden entlang der unteren Gurte der Sheds von oben zu den einzelnen

Bild 1. Berufsschulhaus Gordola – ein leichtes und effizientes Low-Cost-Gebäude (Foto: David Willen)

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Arbeitsplätzen der Werkstätten geführt.

Dreimal wird die gezackte Dachform über mehrere Sheds hinweg erhöht. Darunter liegen der aussteifende Betonkern mit den Umkleidekabinen, Waschräumen und Technikzentralen, im Obergeschoss jeweils zwei Klassenzimmer.

Das Berufsschulhaus setzt die konstruktiven Mittel und Materialien sparsam und effizient ein, es nutzt eine klassische Licht- und Konstruktionslösung für eine expressive Architektur-Geste.

Das Resultat ist ein leichtes und effizientes Low-Cost-Gebäude.

Projektpartner Bauherrschaft: Schweizerischer Baumeisterverband SBV, Sektion Ticino Architekten: Durisch + Nolli Architetti Sagl, Massagno Ingenieure: Jürg Buchli (gest. 2010), Haldenstein Stahlbau: Mauchle Metallbau AG, Sursee Tramdepot Bolligenstrasse, Bern Mit dem neuen Tramdepot am Stadtrand von Bern gelang ein harmonisches Zusammenspiel von architektonischem Entwurf und Tragwerk. Die regelmäßige, streifenförmig gegliederte Halle weist eine einfache Form auf, dank derer die hohen Ansprüche hinsichtlich Wirtschaftlichkeit und Organisation, kombiniert mit den Randbedingungen des knappen, schiefwinkligen Bauplatzes elegant gemeistert werden konnten (Bild 2).

Die prägnante Form der Halle ergab sich aus der nutzungstechnischen Notwendigkeit eines maximalen, stützenfreien Abstellbereichs, der Länge eines Tramzugs sowie den Anforderungen der notwendigen Kurvenradien. Die Planer entwickelten eine Struktur, die sowohl in der heutigen als auch in den beiden vorgesehenen Erweiterungsphasen bezüglich Nutzung, Tragstruktur und architektonischer Gestaltung höchsten Anforderungen gerecht wird.

Die Überdachung wird über die gesamte Hallenlänge von rund 200 m

Bild 2. Tramdepot Bern −eine regelmäßige, streifenförmig gegliederte Halle (Foto: Dominique Uldry)

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Aktuell durch eine Sheddachstruktur aus Stahlfachwerkträgern geführt. Eine einzige Stützenreihe trennt den Abstell- vom Unterhaltsbereich. Zur Längsaussteifung der Halle sind die inneren und äußeren Stützen paarweise V-förmig angeordnet.

Sie zeichnen sich als gestaltbildendes Grundmotiv in Struktur und Rhythmus der Fassade ab und prägen damit die Gesamterscheinung des Gebäudes. Für die Ausbauetappen können die bestehenden Fassaden demontiert und die Spannweiten der Fachwerkträger bis zu 90 m verlängert werden.

Das äußere Erscheinungsbild der Halle wird geprägt durch die Leichtigkeit der Glas-Aluminiumhülle, durch deren transluzente Verkleidung nicht nur die farbigen Tramzüge, sondern ebenso das zusammengesetzte stählerne Tragwerk durchschimmern. Die großflächige Verglasung sowohl in den Fachwerkträgern als auch in den Fassaden ermöglichen nicht nur hervorragende Belichtungsverhältnisse, sondern ebenfalls günstige klimatische Verhältnisse dank der Sonneneinstrahlung und erlaubt es, dank der solaren Einstrahlung die Halle in der Übergangszeit auch ohne Heizenergie zu betreiben.

Die Jury überzeugte die Nachhaltigkeit des Bauwerks hinsichtlich der vorbildlichen Nutzungsflexibilität. Hier ist im wahrsten Sinne des Wortes ein Stahlbauwerk entstanden, bei dem die gestalterischen und ingenieurtechnischen Belange ineinander übergehen.

Projektpartner Bauherrschaft: Bernmobil, Bern Architekten: Penzel Valier AG, Zürich Ingenieure: Penzel Valier AG, Zürich Stahlbau: Josef Meyer Stahl & Metall AG, Emmen H. Wetter AG, Stetten Birsbrücke, Birsfelden Die neue Birsbrücke liegt im stark frequentierten Naherholungsgebiet der Stadt Basel unmittelbar an der Mündung der Birs. Mit einem sanften Bogen über den Fluss passt sie sich hervorragend in die sensible Landschaft ein (Bild 3).

Für eine möglichst klare und dünne Verbindung der beiden Ufer musste die Tragkonstruktion unter der Belagsfläche angeordnet sein. Als statisches System wählte das Planerteam einen Zweifeldträger mit Spannweiten von 50,5 und 25,0 m. Die 75,5 m lange Brücke weist eine Konstruktionshöhe von lediglich 68 cm auf, so dass die Spannweite dem 72fachen der Konstruktionshöhe entspricht. Möglich wurde diese Schlankheit durch die leichte und gleichzeitig steife orthotrope Brückenplatte aus Stahl.

Um die Eigenfrequenzen der Brücke, die bei dieser Bauweise auftreten kön-

Bild 4. Die Fußgängerverbindung in Chur – eine filigrane Stahlkonstruktion (Foto: Tuchschmid AG)

Bild 3. Birsbrücke mit einer äußerst schlanken und dennoch effizienten Tragstruktur (Foto: Roman Keller)

nen, aus dem kritischen Bereich zu verschieben, wurde das statische System durch die Variation der Spannweiten beziehungsweise der Steifigkeiten der Brückenabschnitte optimiert. Weiterhin werden die Schwingungen mittels Dämpfern eingeschränkt. Diese Tilger sind in den Viertelspunkten der größeren Spannweite angeordnet.

Der Ansatz, eine Tragkonstruktion zu realisieren, die wegen ihres optimierten statischen Systems nur eine geringe kritische Eigenfrequenzen aufweist und deshalb mit möglichst wenig Schwingungstilgern funktioniert, ermöglichte diese äußerst schlanke und dennoch effiziente Tragstruktur.

Projektpartner Bauherrschaft: Bau- und Verkehrsdepartement Kanton Basel-Stadt Architekten: Christ & Gantenbein Architekten, Basel Ingenieure: zpf.Ingenieure AG, Basel Stahlbau: Schneider Stahlbau AG, Jona Fertigstellung: 2012 Verbindung Plessur − Halde, Chur Die sichere und vom Straßenverkehr entkoppelte Verbindung zwischen den zwei Schulstandorten wurde mit architektonischen Mitteln in Szene gesetzt und zu einem räumlichen Erlebnispfad erweitert.

Nähert man sich der neuen Fußgängerverbindung zwischen den beiden Standorten der Kantonsschule Chur „PlessurAue“ und „auf der Halde“, bleibt man unwillkürlich und fasziniert stehen: Ist das nun eine in der Bewegung erstarrte Zahnradbahn, eine Raumskulptur, die den bischöflichen Weinberg in Beschlag nehmen will oder ein raffiniert in die Hangkante modellierter Fußgängersteg?

Die filigrane Stahlkonstruktion, die zuweilen massig und lastend, zuweilen

schwebend, fast papieren erscheint, ist mehr als ein reines Schutzdach, das die Passanten weitgehend trockenen Fußes einen beachtlichen Höhenunterschied überwinden lässt: Sie ist skulptural ausgebildet, geht einen stimmungsvollen optischen und haptischen Dialog mit dem Fels und der Umgebung ein und bereichert die bereits dramatische Landschaft um einen baulich sehr präzisen Akzent (Bild 4).

Das Projekt überzeugt durch die klare architektonische Ausformulierung, die bewusste Materialwahl und das zurückhaltende, aber sehr inspirierende, konstruktive Konzept von Lift, Treppe und Überdachung. Die Konstruktion besticht durch die hochpräzise und in allen Facetten professionelle Ausführung.

Es entsteht ein kompositorisches Zusammenwirken, das den Schülern ein intensives räumliches Erlebnis vermittelt.

Projektpartner Bauherrschaft: Hochbauamt Graubünden, Chur Architekten: Esch.Sintzel GmbH, Zürich Ingenieure: Dr. Lüchinger + Meyer Bauingenieure AG, Zürich Stahlbau: Tuchschmid AG, Frauenfeld Fertigstellung: 2011

Fotografiepreis der Bundesstiftung Baukultur für Stahlobjekt Mit seinem Triptychon „Konspiration“ gewann der Fotograf Malte Fuchs aus Berlin den erstmals von der Bundesstiftung Baukultur vergebenen Fotografiepreis „Baukultur im Bild. Räume + Menschen“.

In drei Bildern setzt er die Landmarke Lausitzer Seenland mit ihren Besuchern humorvoll ins Bild. Bereits 2010 erhielt das Büro Architektur & Landschaft von Stefan Giers und Susanne Gabriel für die „Landmarke Lausitzer Seenland“ den Sonderpreis für nachhaltige Stahlarchitektur des damaligen Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung.

Der Aussichtsturm im Gebiet des ehemaligen Braunkohletagebaus beein-

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Aktuell/Termine druckte im Wettbewerb „als Metapher für unsere gemeinsame Geschichte, unsere Gegenwart und unsere Zukunft – eine kraftvolle Skulptur als Erinnerungsspur in einer geschändeten Landschaft, die sich zu einer idyllischen Seenlandschaft wandelt.“ Der Sonderpreis wird alle zwei Jahre im Rahmen des von bauforumstahl ausgelobten Wettbewerbs „Preis des Deutschen Stahlbaues“ vergeben. „Architektur wird in Bildern oft stark ästhetisiert, Menschen kommen darin selten vor. Dabei wird Architektur doch für Menschen gemacht, die in unserer gebauten Umwelt leben und sich wohl fühlen müssen. Umso mehr freue ich mich, dass die Bundesstiftung Baukultur diesen Preis ausgelobt hat, um Architektur zu emotionalisieren“, so Dr. Bernhard Hauke, Geschäftsführer von bauforumstahl. „Das Siegerfoto zeigt einmal mehr, wie Baukultur und Menschen über Stahlarchitektur zueinander finden.“ Der Fotograf Malte Fuchs beschreibt die Beweggründe für seine Fotografie wie folgt: „Die Landmarke Lausitz habe ich bei einer Recherche gefunden, als ich für die Einreichung bei dem Fotowettbewerb der Bundesstiftung Baukultur nach passenden Motiven gesucht habe. Als ich sie das erste Mal sah, war mir sofort klar, dass das mein Motiv sein würde.

Es gibt manchmal Orte oder Bauten, die einen sofort „catchen“, berühren, einnehmen. So war es hier auch. Die Idee zu dem Triptychon ist mir dann erst vor Ort gekommen, als ich sah, wie die Besucher sich die Treppe hochschlängelten. Ich habe ungefähr einhundert Fotos gemacht und die Menschen dann in der Nachbearbeitung einzeln zusammen gesetzt, damit sie so schön gleichmäßig hoch- und runter steigen. Mir gefiel auch, wie aus dem Gebäude auf den endgültigen Fotos ein Abstraktum wurde, etwas, das fast aussieht wie computergeneriert oder eben auch gemalt.

Natürlich habe ich das mit dem Look auch unterstützt, denn ich mag eben gerne diesen Moment in der Betrachtung von Bildern, wenn man überlegen muss, ob das Gezeigte wirklich oder künstlich ist.

Die Stahlbranche hat ja gegenüber den ökobewegten Bürgern manchmal Erklärungsbedarf. Wie kann man sich dagegen wehren? Ich meine mit dem Verweis auf Schönheit. Denn die moderne Architektur Mies van der Rohes, Gehrys oder I.M. Peis wäre ja ohne Stahl als Werkstoff, als Tragwerk oder als Oberfläche gar nicht möglich gewesen. Genauso ist es mit Stefan Giers’ Landmarke Lausitz: Hier ist der Stahl als Werkstoff transformiert, hier ist Schönheit aus Stahl entstanden. Ich persönlich habe ja auch ein Faible für diese

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1. Preis im Fotografiepreis der Bundesstiftung Baukultur „Konspiration – Landmarke Lausitzer Seenland“ (© Malte Fuchs)

rostige Oberfläche. Es gibt einige beeindruckende Bauten, deren Oberflächen die Rostigkeit einerseits als Look etablieren, andererseits als Schutz nutzen.

Dass man Rost eher mit Vergänglichkeit und Verfall assoziiert, hier aber der Rost eine Schutzschicht gegen den Alterungsprozess bildet, gefällt mir wegen der deutlichen Ambivalenz. Ich hoffe sehr, noch oft Gelegenheit zu bekommen, den Werkstoff Stahl in all seinen Facetten zu fotografieren.“

Termine 37. Stahlbauseminar Ort und Termin: Neu-Ulm, 20. und 21. Februar 2015 Wien, 27. und 28. Februar 2015 Themen: – Stäbe mit veränderlicher Querschnittshöhe – Aluminiumbau-Praxis: Grundlagen, Konstruktion und Bemessung nach EC 9 – Windenergieanlagen: Herausforderungen in Planung und Bau – Neubau der Botlek-Hubbrücke in Rotterdam – Ergänzende Regel für kaltgeformte Bauteile und Bleche nach DIN EN 1993-1-3 – Berechnung und Konstruktion von momententragfähigen Anschlüssen nach DIN EN 1993-1-8 – Stabilitätstragfähigkeit einfacher Hallenrahmen nach DIN EN 1993-1-1: Anwendungsvarianten im Vergleich und Empfehlungen für die Praxis Auskünfte und Anwendung: Akademie der Hochschule Biberach Memelstraße 7, 88400 Biberach Tel.: 07351/582551, Fax: 07351/582559

kontakt@akademie-biberach.de www.akademie-biberach.de

BPM-Seminarankündigung Termine Februar 2015 Themen, Orte und Termine (Auswahl): Die aktuelle HOAI 2013 – Sichere Honorarberechnung und Vertragsgestaltung nach HOAI Berlin, 9. Februar 2015 Nachtragskalkulation, Bauzeitverzögerung und Vergütungsansprüche Mit Bauzeitverzögerungen und Nachtragsforderungen praktisch und rechtsicher umgehen Leipzig, 26. Februar 2015 Als Bauleiter rechtlich und praktisch sicher handeln Pflichten, Verantwortung, Haftung – Fallstricke erkennen – Baustreitigkeiten vermeiden Leipzig, 27. Februar 2015 Auskünfte und Anmeldung: BPM BauProjektManagement GbR Werner-von-Siemens-Str. 6, 86159 Augsburg info@bpm-seminare.de www.bpm-seminare.de www.vob-kompakt.de www.praxisforum-bau.de

25. Dresdner Brückenbausymposium Ort und Termin: Dresden, 9. und 10. März 2015 Auskünfte und Anmeldung: Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen, Frau Angela Heller Institut für Massivbau 01062 Dresden Tel.: 0351/46333079 Fax: 0351/46337279 Angela.Heller@tu-dresden.de

Stahlbau 84 (2015), Heft 1

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Spanien „Spanien wird aus der Durststrecke umso präparierter für die Globalisierung hervorgehen“ Fünf Fragen an Miriam Haag; Dipl. Arch. ETH, Architektin, MBA; Projektpartnerin zuständig für den Geschäftsaufbau in Brasilien bei Drees & Sommer; zuvor von 2006 – 2009 bei Santiago Calatrava in Valencia und von 2010 – 2011 bei Drees & Sommer auf Mallorca jeweils Projektleiterin

Zentrum von Barcelona

– erforderliche Papiere Als EU-Bürger prinzipiell Niederlassungsfreiheit, wenn auch einige Gemeinden inzwischen angeblich den Nachweis eines Arbeitsplatzes für die Registrierung fordern. Als Ausländer erhält man dann die NIE (Número de Identidad de Extranjero – Ausländernummer), die man ab dann für sämtliche administrativen Vorgänge benötigt (Krankenversicherung, Bankkonto, SIM-Karte, etc.).

1. Sie haben Planung und Bau eines Hotelprojektes auf Mallorca in leitender Funktion bis zur kompletten Ausstattung betreut – Arbeiten auf Mallorca? Wie geht man da mit dem UrlaubsVorurteil um?

Das gab es so manch leichtfertige Vorurteile wie „Du arbeitest auf Mallorca? Dafür müsstest Du doch eigentlich Geld zahlen, anstatt welches zu bekommen“. An sich ist arbeiten auf Mallorca aber eher schwieriger als in anderen Teilen Spaniens: die Insellage erschwert den Transport von Menschen und Waren; strenge Restriktionen für Bautätigkeiten gelten während der Touristensaison (bzgl. Lärm, Staub, etc.); während eben dieser Hochsaison wird der Alltag von den Touristen stark erschwert (Flughafen voll, mehr Autoverkehr, Hotels ausgebucht, Mieten steigen, Restaurants sind voll); der Anspruch an die Bauqualität ist höher, da es sich wie in meinem Falle um ein Luxushotel handelte, deren internationale Klientel befriedigt werden muss. Aber es gibt schon auch schöne Seiten an einem Einsatz in Mallorca. So kann man z. B. vor oder nach der Arbeit noch eine Runde im Meer schwimmen, mallorquinische Spezialitäten (z. B. Sobrasada, soz. spanisches Chorizo zum Streichen) und leckeren Rotwein auf mittelalterlichen Dorfplätzen zum Abendessen genießen, bei den Fahrten von und zum Flughafen die beeindruckende Landschaft bewundern …

2. Wie stellte sich Ihnen die Wahrnehmung Ihrer spanischen Kollegen gegenüber deutschen und Kollegen aus anderen Ländern dar?

Wir haben für das Projektmanagement innerhalb kürzester Zeit eine lokale Mannschaft aus Architekten und Bauingenieuren zusammengetrommelt gehabt, die alle ganz „heiß“ darauf waren, für eines der führenden Unternehmen der deutschen Immobilien- und Baubranche arbeiten und von seiner Expertise lernen zu können. Allerdings war nicht alles immer „sonnig“, die verschiedenen Beteiligten mussten zunächst Vertrauen ins lokale Know-how entwickeln. Die sprachliche Komponente tat vermutlich ihr Übriges dazu, da es bei einer Kommunikation in Englisch zwischen Nicht-Muttersprachlern sicherlich zu gewissen Informationsverlusten und/oder Missverständnissen kam.

– praktische Hinweise für Einreise und Alltag Auto kann man aus Deutschland einführen, sollte dieses aber nach spätestens 6 Monaten ummelden, was lokale Werkstätten und Autohändler anbieten. Ansonsten üblicherweise Anreise aus Deutschland per Flugzeug.

Eher langwierig: Bus oder Fähre aus z. B. Italien.

Bei Behördengängen muss man sich oft auf lange Wartezeiten gefasst machen.

Und, falls noch keine Spanischkenntnisse vorhanden, auf jeden Fall einen Übersetzer mitnehmen.

Zusätzlich zur gesetzlichen Krankenversicherung haben viele Spanier eine private Krankenversicherung, die den Besuch von privaten Praxen und Krankenhäusern erlaubt, was normalerweise Wartezeiten bei der Behandlung durch Spezialisten vermeidet.

– offene Stellen in welchen Bereichen Weiterhin ist der Arbeitsmarkt sehr angespannt, was weiterhin viele Spanier dazu veranlasst, auf Jobsuche ins Ausland zu gehen.

© Giorgio Fochesato – istockphoto.com

© Vitalez – Fotolia.com

Miriam Haag Dipl. Arch. ETH, Architektin, MBA

WISSENSWERTES ZUM SPANISCHEN BAU-ARBEITSMARKT IM ÜBERBLICK:

Barcelona Park Guell

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Arbeiten in …

Spanien Aber auch die Spanier – dabei sollte man ja eigentlich nicht generalisieren – zeigten zum Teil eine gewisse Skepsis gegenüber Ausländern z. B. gegenüber den Einwanderern aus Osteuropa, Afrika oder Südamerika. Heute bieten diese Länder vielen Spaniern Arbeit, wie z. B. Mexiko, Panama, Peru oder Brasilien.

© duncan1890 – istock

Der Königliche Palast Spanien

Plaza de Espana

– Steuern MwSt. beträgt aktuell 21%. Ca. 25% Abzug vom Bruttogehalt für Krankenversicherung, Lohnsteuer, Arbeitslosenversicherung und Rente. Balearen, Kanaren und Enklaven Ceuta und Melilla mit Sonderbehandlungen.

3. „Arquitecto“ und „arquitecto técnico/aparejador“ – welche Rolle © gekaskr – Fotolia.com kommt diesen beiden Positionen auf der Baustelle zu?

Der „arquitecto“ ist der planende Architekt, der mit seinem Master die Zulassung in die örtliche Architektenkammer erhält, um z. B. Bauanträge einzureichen. Der „arquitecto técnico“, im Volksmund „aparejador“ gennant, ist dagegen für die Ausschreibung und Qualitätssicherung auf der Baustelle verantwortlich. Dabei kann der „arquitecto técnico“ direkt beim Architekten angestellt sein oder seine Dienste sowohl dem Architekten als auch dem Bauherren direkt anbieten. Zusammen formen sie ein starkes Gespann im Namen des Bauherren und der Baukultur, denn sie haben Kraft ihres Amtes Weisungsbefugnis gegenüber den ausführenden Firmen und können, z. B. im Falle von ausstehenden Zahlungen, die finale Unterschrift unter die Bauabnahme verweigern, ohne die die öffentlichen Versorger (Strom, Wasser, Gas) nicht liefern.

4. Sie haben das Platzen der Blase auf dem spanischen Baumarkt erlebt. Wie gingen die Menschen damit um?

2006 bin ich noch zur Boom-Zeit nach Spanien gegangen. Alle kauften Wohnungen, Ferienhäuser am Strand oder in den Bergen, jeder wollte seinen Schnitt machen, denn die Preise schienen unaufhaltsam zu steigen. Abgesehen davon neigt man in Spanien traditionell dazu, zu kaufen und nicht zu mieten. Die Stärke, mit der das Platzen der Immobilienblase Spanien getroffen hat, scheint mir trotzdem unverhältnismäßig.

Aber man ließ sich nicht entmutigen und ich habe viel von dieser Kreativität gelernt, aus misslichen Situationen das Beste zu machen. Von daher glaube ich, dass Spanien aus dieser Durststrecke umso präparierter für die Globalisierung hervorgehen wird, sei es in Bezug auf Ausbildung, oder Flexibilität und Innovationen

– interessante Links Instituto Cervantes (zur Vorbereitung aus Deutschland) Goethe-Institut (vor Ort) Webseite des Auswärtigen Amtes Architektenkammer: www.cscae.com Ingenieurskammer: www.ciccp.es

© David H. Lewis – istockphoto.com

© webkojak – istock

Alhambra, Granada Spanien

– Gehälter Durch den o. g. angespannten Arbeitsmarkt sind die Gehälter dramatisch gesunken, so dass für eine qualifizierte Ingenieursstelle max. € 40.000 Jahresgehalt drinnen sind.

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AUF EIN WORT

Was mich bis heute fasziniert an Spanien ist das Thema „Essen“. Ein deftiges „Almuerzo“ (meine Lieblingsmahlzeit) gegen 11 Uhr mit einer leckeren Tortilla Española zwischen Besprechungen oder Betonagen, das Mittagessen ab 14 Uhr (!) mit Vorspeise, Hauptspeise, Nachtisch und Kaffee sowie das Abendessen, das am Wochenende schon auch mal erst um 23 Uhr anfangen kann. Dabei sind die Inhalte der Speise- und Weinkarte auch immer ein beliebtes Gesprächsthema, von dem aber auch alle viel zu verstehen scheinen. Köstlich!

© Alison Cornford – Fotolia.com

5. Würden Sie heute wieder ein Projekt in Spanien übernehmen wollen?

Jederzeit, wenn auch aktuell auf Grund meiner beruflichen Tätigkeit nicht angedacht. Denn in Spanien vereint sich m. E. eine gewisse europäische Grundordnung mit einer entspannteren Latinomentalität, abgesehen von den netten Menschen, dem leckeren Essen und Trinken sowie dem guten Wetter. Aber auch die Architektur ist meines Erachtens herausragend und bietet die Basis für eine spannende Arbeit vor Ort.

Sagrada Familia Spanien

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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.

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.

Verlag: Wilhelm Ernst & Sohn – Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel. +49(0)30/47031-200, Fax +49(0)30/47031-270, info@ernst-und-sohn.de, www.ernst-und-sohn.de Amtsgericht Charlottenburg HRA 33115B Persönlich haftender Gesellschafter: Wiley Fachverlag GmbH, Weinheim Amtsgericht Mannheim: HRB 432736 Geschäftsführerin: Franka Stürmer Steuernummer: 47013/01644, Umsatzststeueridentifikationsnummer: DE 813496225

Hinweise für Autoren: www.ernst-und-sohn.de/hinweise_fuer_autoren.

Chefredakteur: Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Tel.: +49(0)30/47031-248, Fax: +49(0)30/47031-270, Karl-Eugen.Kurrer@wiley.com

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.

Für Manuskripte: Dr.-Ing. Geraldine Buchenau Bergstraße 140, D-73733 Esslingen Tel.: +49(0)711/5055895, Fax: +49(0)711/5055821, g.buchenau@t-online.de

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Stahlbau, ISSN 0038-9145, is published monthly. US mailing agent: SPP, PO Box 437, Emigsville, PA 17318. Periodicals postage paid at Emigsville PA. Postmaster: Send all address changes to Stahlbau, John Wiley & Sons Inc., C/O The Sheridan Press, PO Box 465, Hanover, PA 17331.

Wissenschaftlicher Beirat: Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Graße, GMG – Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Martin Mensinger, Technische Universität München, München Prof. Dr.-Ing. Richard Stroetmann, Technische Universität Dresden, Dresden Prof. Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann, Universität Stuttgart, Stuttgart Prof. Dipl.-Ing. Jean-Baptiste Schleich, Kockelscheuer, Luxemburg Prof. dr hab. inz. Zbigniew Cywin´ski, Gdan´sk, Polen Prof. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer, Karlsruher Institut für Technologie, Karlsruhe Prof. Dr.-Ing. Markus Feldmann, RWTH Aachen, Aachen

Anzeigenleiter: Norbert Schippel Tel.: +49(0)30/47031-252, Fax: +49(0)30/47031-230, Norbert.Schippel@wiley.com Sonderdrucke: Verkauf: Janette Seifert Tel.: +49(0)30/47031-292, Fax: +49(0)30/47031-230, janette.seifert@wiley.com Techn. Herstellung: Petra Franke Tel.: +49(0)30/47031-279, Fax: +49(0)30/47031-227, petra.franke@wiley.com Kunden-/Leserservice: Wiley-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstraße 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49(0)800 1800 536 (innerhalb Deutschlands) Tel.: +44(0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49(0)6201 606184 cs-germany@wiley.com Schnelleinstieg: www.wileycustomerhelp.com Satz: LVD I BlackArt, Berlin Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin

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Vorschau 2/15 Zum Bild: Bewegliche Fähranleger haben eine Schlüsselfunktion innerhalb des zunehmenden Roll-on-Roll-off-Verkehrs im Seehandel. Die besonderen Anforderungen an die Planung und die Ausführung zeigen, dass große gewerkübergreifende Projekte auch in Deutschland bewältigt werden können. Die interdisziplinäre Zusammenarbeit von Ingenieurbau, Wasserbau, Elektro- und Hydraulikplanung ist die Grundlage einer schnellen Realisierbarkeit solcher Bauvorhaben. Die besonderen technischen Anforderungen und Lösungen, insbesondere für den Stahlbrückenbau, zeigen die Doppeldeckfähranleger in Rostock und Lübeck.

Dabei stellen die kinematischen Randbedingungen, die besonderen Lastsituationen und die hafentypischen Lastmodelle in Verbindung mit der gewichtsoptimierten Bauweise das Hauptaugenmerk dar. Das Bild zeigt die Ansicht eines Doppeldeckfähranlegers in Rostock. (Foto: Inros Lackner)

Andreas Keil, Michael Zimmermann Fußgänger- und Radwegbrücke über die Rhône, Lyon Dirk Trantow, Frank Bernhardt Maritime bewegliche Brücken – Fährbrücken aus Stahl für die Häfen in Rostock und Lübeck Dieter Ungermann, Dennis Rademacher, Matthias Oechsner, Fabian Simonsen, Susanne Friedrich, Peter Lebelt Feuerverzinken im Brückenbau (Teil 2): Zum Einsatz der Feuerverzinkung als lebenslangen Korrosionsschutz für den Brückenbau Max Fechner Verbessertes Näherungsverfahren für Hohlsteifen orthotroper Fahrbahnplatten Berichte: Eberhard Möller Anregungen für die Hochhäuser von morgen – Internationaler Hochhauspreis 2014

Abb. vorläufig.

(Änderungen vorbehalten)

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