Stahlbau 01/2015 free sample copy

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 Rundhohlprofi len 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

184. JahrgangJanuar 2015ISSN 0038-9145A 6449

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1Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Inhalt

Stahlbau1

Editorial

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

Fachthemen

02 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

19 Peter Hammacher Bauzeitverzögerungen bei Stahlbauprojekten Rechtlicher Rahmen, Konfl iktprävention und Konfl iktlösung

22 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 Rundhohlprofi len mit dickwandigen Gurten

52 Jarosław Górski, Tomasz Mikulski, Magdalena Oziebło, Karol Winkelmann Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities

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

Berichte

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

09 Aus der Forschung24 Firmen und Verbände37 Dissertationen57 Aktuell (s. a. S. 72, 81)84 Termine Stellenmarkt

Produkte & Objekte

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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 dominie-rende Cargogeschäft zu einem Hub ausgebaut. Einem Konzept von Arup folgend, wurde u. a. ein neues International Terminal mit rund 53.000 m2 Grundfl äche errichtet, das in seiner Grundform an einen Dreispitz erinnert. Die Hülle des lichtdurchfl uteten Gebäudes, für die Waagner-Biro Stahl-bau AG aus Wien verantwortlich zeichnet, wurde über die Verschneidung mit Kegeln unterschiedli-cher Radien aus einer Kugeloberfl äche ermittelt. Sie umfasst über 60.000 m2 für Dachfl äche, Fassa-den und Zugangsbrücken. Nicht nur die Hülle an sich, auch das ausdrucksstarke Stahltragwerk von Fassade und Dach mit Baumstützen gehörten zum herausfordernden Leistungspaket des öster-reichischen Traditionsunternehmens, das 2014 sein 160jähriges Bestehen feierte (s. S. A4–A5).

(Foto: Waagner-Biro Stahlbau AG)

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

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Baku Airport: Internationaler Terminal von Waagner-Biro errichtet

Mit der Inbetriebnahme des Internationalen Terminals am Baku Airport (Baku Hub) konnte ein international viel be-achtetes Projekt der Sparte Stahl-Glas-Technik von Waagner-Biro abgeschlossen werden. „Der 72,5 Mio. €-Auftrag ist die Fortführung unserer erfolgreichen Zusammenarbeit mit den Betreibern des Baku Airport“, erklärt Waagner-Biro Vorstands-vorsitzender Thomas Jost anlässlich der Inbetriebnahme, „für Waagner-Biro sind Folgeaufträge von großer Bedeutung, da sie auch die Zufriedenheit der Kunden mit unserer Arbeit wi-derspiegeln“. Das österreichische Unternehmen hatte davor in Baku am Bau eines preisgekrönten Tollgates, des Presiden-tial Terminals und des Business Aviation Terminals mitge-wirkt. (siehe dazu: Heft 5|13 – Arbeiten im Ausland, Inter-view mit Dipl.-Ing./Arch. Hans Frey, die Red.)

Der noch aus Sowjetzeiten stammende Heydar Aliyev Interna-tional 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 ei-nen Dreispitz erinnert. Die Hülle des lichtdurchfluteten Gebäu-des, 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 kolla-borativen Prozess wurde gemeinsam mit den Planern die an-spruchsvolle Geometrie finalisiert. Erfahrungen aus Kooperatio-nen im Hochschulbereich zur Optimierung von Formfindungs-

Bild 1. Dynamische Linienführung der gläsernen Traufe

Bild 2. Baku Hub für die gesamte Kaukasusregion

prozessen und der Bestimmung des idealen 3-D Netzes von Konstruktionen konnten hier ideal eingebracht werden. Neben dem Terminal entstand am Flughafen durch Waagner-Biro auch ein preisgekröntes Tollgate – die Mautstation der Zu-

Bild 3. Eingangsfront mit imposanten Spitzen

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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, [email protected], www.waagner-biro.com

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Bernd (35) kennt die effektivste Arbeitsweise für die Planung, Detaillierung und Fertigung von Stahlkonstruktionen. Sein Unternehmen hat Fertigung und Projektmanagement mithilfe von Teklas Kopplung zu MIS-Systemen und CNC-Maschinen automatisiert. Wichtiger noch, durch die Arbeit an ein und demselben Tekla-Modell stehen allen Partnern die aktuellsten Baudaten zur Verfügung, in Echtzeit.

Tekla Structures BIM (Building Information Modeling)-Software bietet eine datenintensive 3D-Umgebung, die von Bauunternehmern, Planern, Konstrukteuren und Fertigungsbetrieben sowohl im Stahl- als auch Betonbau gemeinsam genutzt werden kann. Tekla ermöglicht besseres Bauen und eine optimale Integration bei Projektmanagementund -auslieferung.

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

Waagner-Biro:Im Laufe der 160-jährigen Firmengeschichte wurden zahlrei-che Sonderprojekte in vielen Ländern der Welt realisiert. Weg-weisende Bauwerke wie die Kuppel des Berliner Reichstags oder die zentrale Hofüberdachung des British Museum in London stehen für die herausragende Leistung der Waagner-Biro Stahlbau AG. Die internationale Erfahrung im Umgang mit lokalen Gegebenheiten ist ein wesentlicher Erfolgsfaktor bei der baulichen Umsetzung einer Konstruktion. Der innova-tive Ansatz des Unternehmens mit projektgerecht vorgefertig-ten Stahl- und/oder Glaselementen sowie Paneelen kann an-hand von aktuellen Projekten wie dem im Bau befindlichen Louvre Museum in Abu Dhabi oder dem unlängst fertig ge-stellten 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 beglei-ten, um das künstlerische Konzept für alle Mitwirkenden op-tisch, konstruktiv und wirtschaftlich erfolgreich abzuschließen.

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

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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 wieder-verwendet werden. Der neue Dachaufbau besteht aus einer Lage Mineralfaserdämmung (WLS 035) auf der Betondecke. Eine PE-Folie dient als Trennlage gegen Feuchtigkeit. Die dauer-haft sichere Dachabdichtung löste man mit einer Aufl agerung von RIB-ROOF-Aluminiumprofi len auf dem vorhandenen Holz-dachstuhl. Zum Einsatz kam das Aluminiumprofi l Speed 500 stucco-blank 1,0 mm mit einer Baubreite von 0,50 m und Län-gen von 6,80 bis 7,85 m, befestigt mit zum System gehörenden Halteclips, die sich durch eine einfache, sichere und unproble-matische Montage auszeichnen. Das dampfdiff usionsoff ene Alu-miniumprofi l ist so konzipiert, dass keine Spannungen bei Wind-lasten auftreten und temperaturbedingte Dehnungen aufgefan-gen werden. Aufgrund der hohen Dilatationsfähigkeit der Profi lbahnen in den Systemclips kann sich das Material bei Temperaturen zwi-schen –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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Perfekte Dachsanierung für das sozio-kulturelle 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, selbstverwal-tet und kreativ.

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

Energetische Sanierung sorgt für langfristige Funktions-sicherheit Der Gebäudekomplex an der Habsburger Straße stammt aus der späten Gründerzeit (um 1900), ein Gebäudekomplex mit typi-scher Randbebauung und Innenhöfen in Backsteinarchitektur, mit großzügigen Fensteröff nungen in den Fassaden sowie außen-liegenden Kaminen und einem für damalige Baustile typischen Satteldach auf einer Holzbalkenkonstruktion mit Ziegeleinde-ckung, die später gegen Faserzementwellplatten ausgewechselt wurden. Auch die Modernisierung der Fassaden und der In-nengestaltung wurde sukzessive vorangetrieben, um den Wert-erhalt 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 Energie-standard entsprach, stand nun dessen Sanierung an.Bei Sanierungen im Bestand führt nur eine sehr sorgfältige Pla-nung aller Abläufe zu einer nachhaltigen und schlüssigen Lö-sung. 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 Kalt-dachaufbau (U-Wert ≤ 0,17 W/m2K) und einem Dachschichten-paket aus modernen leichten Materialien zur Aufnahme einer

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

Bild 2. Satteldach auf einer Holzbalkenkonstruktion mit Faserzementwellplatten

Bild 3. Durch die Gewichtsersparnis des neuen Daches war es sogar möglich, die Auf-last, die die Installation der Photovoltaikanlage mit sich bringt, ohne statischen Mehr-aufwand und ohne zusätzliche Ertüchtigung des Tragwerks in die Dachfl äche zu inte-grieren. (Fotos: Swen Osterloh)

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Der restliche Dachraum (Traufen und First) dient der Be- und Entlüftung. Die seitlichen Attika- und Maueraufkan-tungen bekleiden Dämmelemente, die mit Aluminiumblechen passgenau um-mantelt wurden. Die durchdringungsfreie Befestigung der PV-Module gewährleiste-ten die Handwerker mit entsprechenden Aluminiumschienen auf RIB-ROOF-So-larhaltern. Die Dachentwässerung übernimmt eine vorgehängte Zinkrinne von 400 mm Ø, die ausreichend dimensioniert wurde, um die Wassermassen bei Starkregen aufzu-nehmen, ohne überzulaufen. Ein über das komplette Dach gespanntes Seilsiche-rungssystem bietet den erforderlichen Rückhalt gegen Absturz bei späteren In-standhaltungsarbeiten. Dank guter Ar-beitsvorbereitung und zügiger Montage konnte die Dachfläche innerhalb kürzes-ter Zeit, vom 15. September bis 24. Okto-ber 2014, geschlossen werden.

Metallleichtbau

Baukosten minimieren durch Holorib- Decken und Keilkopfschrauben als Abhängung

HOLORIB® und SUPERHOLORIB® sind häufig verbaute Verbunddecken-profile, die unter anderem große Vor-teile der Kosteneinsparung hinsichtlich der schnellen und effektiven Verarbei-tung sowie einer Minimierung der Be-wehrungskosten ermöglichen.

Mit der Keilkopfschraube M10 × 65/57-4.6-A2B mit Mutter ist eine schnelle und flexible Abhängemöglichkeit gegeben. Die langen, für die Monteure ermüden-den, Überkopf-Bohrzeiten fallen ebenso weg wie der Bohrerverschleiß, da die Keilkopfschraube nach dem Einstecken in die schwalbenschwanzförmige Sicken-

geometrie um 90° gedreht und dann le-diglich gegen Verrutschen mit Mutter und Scheibe fixiert wird.Unter der Berücksichtigung der stati-schen Lasten der Verbunddecke können einaxiale Zugbelastungen von Fzul = 2,3 kN pro Anker in Ansatz gebracht werden. Der Bemessungswert für eine Doppelankergruppe bzw. Vierfachanker-gruppe wird aus dem doppelten bzw. vierfachen Bemessungswert des Einzelan-kers gebildet. Die Achsabstände der Ein-zel- oder Gruppenanker dürfen 150 mm nicht unterschreiten, ansonsten ist die Lastannahme eines Einzelankers in An-satz zu bringen. Die Kosteneinsparung durch diese ver-wendete Deckenkonstruktion und -ab-hängung zieht sich bis zur Installation von Haustechnik und abgehängten De-cken durch.Bei der Profilverkauf Gehrmann GmbH ist diese Keilkopfschraube mit CE-Zertifi-zierung gemäß EN15048-1 erhältlich. Produktionsort ist Deutschland. Viele Bauprojekte konnten bereits in Verbin-dung mit den passenden Verbunddecken-profilen kostenminimierend durchgeführt werden.

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, [email protected], www.proge.de

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Fazit: Der Trägerverein der Fabrik freut sich, denn die gewünschte bessere Wär-medämmung 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 Photovol-taikanlage mit sich bringt, ohne stati-schen Mehraufwand und ohne zusätzli-che Ertüchtigung des Tragwerks in die Dachfläche zu integrieren. Ein Beispiel, das Schule macht.

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, [email protected], www.zambelli.de

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

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Im Eingangsbereich befinden sich Empfang und Bistro. Über eine Treppe gelangt man ins 1. OG zu den Umkleiden. Kletter-halle und Squashplätze im Erdgeschoss werden über die Zu-schauertribünen erschlossen.

Beschichtete AußenhülleMONTANATHERM® Wand-Sandwichelemente MTW V ML 140/1000, mit einer 50 µm dünnen Colorcoat Prisma®-Beschichtung, Farbton Ephyra, umhüllen das komplette Ge-bäude in voller Höhe und verleihen ihm seinen edel anmuten-den Charakter. Neben der gestalterischen Qualität überzeugten die Bauherren vor allem die bauphysikalischen und verarbei-tungstechnischen Eigenschaften der Paneele. Die leichten, aber gleichzeitig steifen, preiswerten sowie einfach und schnell zu montierenden Elemente verfügen über eine verdeckte Befesti-gung und bestehen im Kern aus einer 140 mm dicken PIR-Hart-schaumdämmung.Ein optimiertes Galvalloy®-Trägermaterial bietet einen exzel-lenten 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 hier-auf gilt 30 Jahre. Inspektionen oder Wartungen zur Erhaltung der Garantiegültigkeit sind dabei nicht erforderlich.Die Dacheindeckung erfolgte mit MONTANATHERM® Dach-Sandwichelementen 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 Photo-voltaikmodule vom Typ Montana SOLbond konnten im Gegen-satz zu konventionellen, mechanisch befestigten Rahmenkon-struktionen vollkommen durchdringungsfrei auf den Sandwich-elementen befestigt bzw. mit diesen verklebt werden. Die Gefahr von Undichtigkeiten wird somit über den gesamten Lebens-zyklus ausgeschlossen. Die Montage ist durch das Verkleben schnell und einfach. Durch die Einsparung der Unterkonstruk-

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Kletter- und Squashhalle in Uster, SchweizEine 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 Stahl-blech umhüllt. Gestalterischer Höhepunkt ist die ungewöhn-liche 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 Kletter-bereich 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 Ok-tober 2014, öffnete das Sportcenter seine Pforten. Im November fand dann die offizielle Einweihung statt.

Climb indoor, feel outdoorDas von dem Züricher Architekten Urs Furger entworfene Bau-werk 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 Tor-wand 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 Squash-halle basiert auf einer Grundfläche von 5.555 m² und hat eine Höhe von insgesamt 18 m. Im Innern bieten ein zentraler Klet-terturm und die Hallenwände insgesamt rund 3.200 m² Kletter-fläche 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.

TragwerkDas 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-Pro-filen 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 Neben-trägern aus Holz. Sie nimmt einen Glas-Court und sechs Stan-dard-Courts auf.Die Erschließung der Sportanlage erfolgt über eine seitlich ange-ordnete, 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 Squash-halle in Uster, Schweiz. Ihre markante Gebäudeform wird von umlaufenden Sandwich-paneelen aus goldfarbenem Stahlblech umhüllt (Foto: Tata Steel Europe)

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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, [email protected], www.rockwool.de

BAU 2015: Halle A1, Stand 103

tion beschränkt sich die statische Mehrbelastung des Daches auf lediglich 10 kg/m2.Das gewählte System Montana SOLbond hat sich mehrfach be-währt – ein innovatives System mit bis zu 25 Jahren Leistungs-garantie für höchste Investitions- und Ertragssicherheit. Mit ei-nem geringen Modulgewicht werden Leichtbaudächer von Mon-tana 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, Herzogenbuch-see, CH

– Architekten: Urs Furger, Zürich, CH – Produkte: MONTANATHERM® Sandwichelemente, Paneel-typ Fassade: MTW V ML 140/1000 – 3.100 m2, MONTANA-THERM® 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 Farb-ton Ephyra

Weitere Informationen:Montana Bausysteme AG, Durisolstrasse 11, 5612 Villmergen, SchweizTel. +41 (0)56 – 619-85 85, Fax +41 (0)56 – 619-86 10, [email protected]:[email protected], www.montana-ag.ch

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ROCKWOOL Systeme für den Brandschutz im Stahlbau

„An die brandschutztechnische Bekleidung von Stahlbau-teilen werden heute hohe Anforderungen gestellt“, so Axel Stotz, Direktor Marketing der Deutschen ROCKWOOL. Das Unternehmen werde deshalb die BAU 2015 in München erst-malig nutzen, um Architekten auch über den Einsatz des „Conlit“ Systems für diesen Anwendungsbereich zu informie-ren. 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 aus-gezeichneten Ruf, nicht zuletzt wegen ihrer erstklassigen Verar-beitungseigenschaften 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 Brand-schutz im Stahlbau auf dem Messestand der Deutschen ROCK-WOOL in der Halle A1 erleichtern und stärken.“ Im Messeteam vertreten seien in München deshalb auch die ROCKWOOL Ex-perten im Thema Stahlbau. Mit dem „Conlit Steelprotect Board“ von ROCKWOOL werden Stahlbauteile bis zu einer Feuerwiderstandsklasse von F180 er-tüchtigt. Erstmalig soll während der BAU 2015 auf dem ROCK-WOOL Messestand (Halle A1/103) auch zu Neuheiten für den Brandschutz im Stahl- und Stahlbetonbau beraten werden.

Deutsche ROCKWOOL – innovative Dämmstofflösun-gen für den Wärme-, Brand-, Schall- und Umweltschutz Die Deutsche ROCKWOOL und ihre Tochtergesellschaft HECK Wall Systems produzieren mit rund 1.400 Mitarbeite-rinnen und Mitarbeitern an vier deutschen Standorten hoch-wertige Dämmsysteme, die weit mehr können, als nur Wärme-verluste zu reduzieren. Als Töchter des dänischen ROCK-WOOL Konzerns nutzen sie dabei den Erfahrungsschatz aus rund 75 Jahren Steinwolle-Herstellung. „Mehr als nur Stein“ ist der Rohstoff Basalt, aus dem Stein-wolle entsteht. Dank seiner besonderen Eigenschaften und der Verarbeitung auf modernsten Fertigungsanlagen zu Stein-wolle-Dämmungen für Fassaden, Dächer oder Innenausbau können heute Gebäude errichtet werden, die nachhaltig wert-beständig sind und die Umwelt schützen. Mit über 10.500 Mitarbeiterinnen und Mitarbeitern in mehr als 40 Ländern sowie mit 30 Produktionsstätten ist der Kon-zern der weltweit führende Anbieter von Produkten und Sys-temen aus Steinwolle.

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

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dukte besonders interessant. Neue Mitarbeiter können schneller und einfacher eingearbeitet werden, da sie die notwendigen In-formationen unkompliziert über das Terminal erhalten. Ferti-gungsleiter 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 FassadenMit seinem weltweiten Netzwerk aus Partnern, Architekten, Pla-nern und Investoren realisiert Schüco nachhaltige Gebäudehül-len, 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 Klima-zonen gerecht werden.

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IT hält Einzug in die WerkstattDie Arbeit in den Werkstätten wird für Metallbauer zukünftig stark vereinfacht: Ein zentrales Schüco Werkstatt-Terminal sorgt für mehr Effizienz und Schnelligkeit bei Fragen zur Fer-tigung. Bisher ergänzten die Mitarbeiter in der Arbeitsvorbe-reitung 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 Soft-ware zusammen. Es besteht generell aus einem ultrakompakten Windows PC mit LAN-/WLAN-Verbindung. Weiterhin umfasst das Terminal einen Multi-Touchscreen und einen Barcode-Scan-ner für einfache Bedienung. Eine Wand- bzw. Tischhalterung sorgt für den sicheren Stand.

SchüCal-Informationen im ZugriffDie werkstattoptimierte und auf die Touch-Bedienung ausgerich-tete Version von SchüCal sorgt für einfaches und schnelles Auf-finden von Elementen und Positionen, die zu fertigen sind. Mit Hilfe des Barcode-Scanners ist von einem gesägten Profil ausge-hend sehr schnell das zugehörige SchüCal-Projekt mit allen Fer-tigungsvorgaben zu finden. Bei Bedarf gelangt der Metallbauer über eine Katalogrecherche direkt aus SchüCal zu allen Ferti-gungszeichnungen und anderen Details - einfacher und schnel-ler als im gedruckten Katalog. Durch den automatisierten Up-dateservice sind alle Daten jederzeit auf dem neuesten Stand. Fertigungsfehler werden somit vermieden. Aktuelle Projekte und Aufträge sowie die dazugehörigen Dokumente, wie etwa Sägelis-ten, lassen sich leicht über das Werkstatt-Terminal abrufen.

Schüco Kataloge digital bereitgestelltDie Schüco Katalogsoftware ermöglicht einen direkten Zugriff auf alle aktuellen Schüco Kataloge in einer übersichtlichen Re-galstruktur. Umfangreiche Suchfunktionen erleichtern die Kata-logrecherche: 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 NutzerDer Schüco Werkstatt-Terminal ermöglicht ein effizienteres Ar-beiten in der Fertigung. Interaktive 3D-Ansichten veranschau-lichen die Fertigungsvorgaben. Das ist für selten gefertigte Pro-

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

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

Materialkosten- und ZeitersparnisSo geprüft ertüchtigt beispielsweise das Beschichtungssystem HENSOTHERM® 420 KS der Rudolf Hensel GmbH Träger (H/I-Profile) bis zu einem U/A-Wert von 335 m–1 und Stützen bis zu ei-nem U/A-Wert von 315 m–1 für die Feuerwiderstandsdauer R90.Die Wirtschaftlichkeit, gestalterische Aspekte und immer häufi-ger auch die Frage der Nachhaltigkeit sind bei der Entscheidung

Europäische Zulassungen – Neue Dimensionen für Brandschutz- Beschichtungen im StahlbauArchitekten und Planer von Großbauten verwenden weiter-hin mit Vorliebe die Baustoffe Stahl und Glas. Sie bieten bei-nahe 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 Ästhe-tik sichtbarer Stahlprofile aber nicht einzuschränken, werden Brandschutzbeschichtungen eingesetzt, die im Erscheinungsbild herkömmlichen Farbanstrichen entsprechen.

Strenges Marktzulassungs-verfahrenAufgrund ihrer Sicherheitsrele-vanz unterliegen diese Brand-schutzbeschichtungen einem strengen Marktzulassungs-verfahren. Die Prüfrichtlinien und Zulassungsgrundsätze richteten sich bisher aus-schließlich nach nationalen Normen; in Deutschland u. a. nach der DIN 4102. Für Brandschutz-Beschichtungs-systeme 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 Prüf-brandöfen werden nach der Einheitstemperatur-Zeitkurve (ETK) befeuert. Bei Erreichen der kritischen Temperatur an den Thermoelementen der Prüfkörper wird dem geprüf-ten Beschichtungssystem mit der für den Test applizierten Trockenschichtdicke die er-reichte Zeit als Feuerwider-standsdauer attestiert und dar-aufhin die Allgemeine bauauf-sichtliche Zulassung erteilt.Die Prüfungen der Brand-schutz-Beschichtungen nach der Europäischen Norm 13381-8 und die Klassifizie-rung in den Europäischen Technischen Zulassungen nach EN 13501-2 bieten nun fast uneingeschränkte Mög-lichkeiten, attraktive, filigra-nere und vielfältigere Stahl-bauteile als architektonisches Element sichtbar zu lassen und gleichzeitig den Anforde-rungen des passiven baulichen Brandschutzes zu entsprechen. Denn die europäische Prüf- Claus Larsen

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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 Material-kosten- und Zeitersparnis, auch durch die Beschleunigung des Baufortschrittes. Die vorteilhaftere Kostensituation macht HENSOTHERM® 420 KS selbst für Stahlkonstruktionen wirt-schaftlich, 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 ein-gesetzten Brandschutz-Beschichtungen. Die Rudolf Hensel GmbH entspricht diesem Anspruch mit ihrer Green Product Linie. In die-ser Produktreihe präsentiert die Rudolf Hensel GmbH ihre Non-VOC – Brandschutz-Beschichtungen, die sich aufgrund eines An-teils flüchtiger organischer Verbindungen (VOC) unter der Nach-weisgrenze als Baustoffe für ökologisches Bauen qualifiziert haben.

NachhaltigkeitsanspruchMit ihrer Non-VOC-Eigenschaft entsprechen diese Produkte den Anforderungen des LEED credit EQ c4.2. Die Emissionszertifi-kate der Produkte nach ISO 16000 und nach dem Bewertungs-schema des AgBB bringen Architekten und Planern sogenannte credit points für die Beurteilung des Umweltstandards eines Ge-bäudes nach BREEAM und bei der Auszeichnung mit dem Deut-schen Gütesiegel Nachhaltiges Bauen (DGNB). Aufgrund der französischen Emissionszertifikate nach DEVL1101903D und DEVL1104875A wurden diese Produkte zudem in die Emissions-klasse A+ (sehr geringe Emission) eingestuft. Für einige Produkte aus der Green Product Linie liegt bereits ein Life Cycle Assess-ment 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 Heißbemes-sung erstellt wurden. Bei dieser Methode wird zumeist ein Na-turbrandgeschehen gerechnet, in das auch die Brandlast aus der aktuellen Nutzung des Gebäudes mit einberechnet wird. Bei ei-ner Nutzungsänderung muss das Brandschutzkonzept dann wie-der 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, [email protected], www.rudolf-hensel.de

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Sichere Landung für Helikopter auf Klinikgelände Homburg

In medizinischen Notfällen entscheidet oft ein schneller, rei-bungsloser Transport über Leben und Tod. Im Homburger Waldgebiet liegt das größte Krankenhaus des Bundeslandes – das Universitätsklinikum des Saarlandes. Hier werden jähr-lich 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 Ret-tungshubschrauber die Möglichkeit haben, auf einer klinikeige-nen Plattform zu landen. „Die Plattform sichert Landung und Start jedes Flugs und rettet dadurch indirekt Menschenleben. Ein bauteileigener Schutz ist elementar für einen nachhaltig rei-bungslosen Ablauf. Eine verantwortungsvolle Aufgabe, die Kom-petenz 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.

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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tragen haben“, so Claus Freis, verantwortlicher Planer bei Stahl-bau 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 Saar-louis. Der Projektleiter Matthias Runneck (Coatinc Rhein-Main, Groß-Rohrheim) sieht den Auftrag als zu meisternde Herausfor-derung: „Die Aufgaben innerhalb des Projekts sind sehr viel-schichtig, aber wir sind davon überzeugt, dass wir der richtige Partner durch unser umfassendes Service-Angebot sind. Wir ver-zinken im Werk und die Nachbearbeitung nehmen wir vor Ort persönlich vor.“Die präzise Verzinkung der bis zu 6,5 t schweren Bauteile fin-det 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 Tauchver-fahren in einem 19,5 m großen Verzinkungskessel vorgenom-men wird. „Das Projekt läuft seit Februar. Seitdem hat es meh-rere 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 Ver-richtung konnte TCC den viel-schichtigen 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, [email protected], 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, [email protected], www.ziemann-stahlbau.de

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

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.

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 Verbindun-gen von I-förmigen Walzprofilen nach Eurocode 3:

– Momententragfähige Stimplattenanschlüsse (Typ IH)

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Registriernummer DE -1997- 018

Zertifiziertes Unternehmen nach EN 1090

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An der Uniklinik Homburg zeigten wir unsere Stärken von der Pla nung über die Werkstatt-fertigung bis zur Montage der Hubschrauber landeplattform.

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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 Gegen-überstellung mit Beanspruchbarkeiten

– Ausgabe des Ausnutzungsgrades für jede individuelle Verbin-dung

– Automatische Ermittlung maßgebender Schnittgrößen für mehrere Lastfälle und Anschlussknoten

– Anschauliche Visualisierung der Verbindungen im Modul so-wie am Gesamtmodell in RSTAB/RFEM

– Ergebnisdokumentation mit Tabellen und Grafiken im RSTAB/RFEM-Ausdruckprotokoll

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– Momententragfähige Pfettenstöße (Typ PM) – Gelenkige Anschlüsse mit normalen und gestreckten Winkeln (Typen IW und IG)

– Gelenkige Anschlüsse über Stirnplatten mit Befestigung ent-weder nur am Steg oder an Steg und Flansch (Typ IS)

– Überprüfung von Ausklinkungen IK in Kombination mit ge-lenkigen Stirnplatten (IS) und Winkelanschlüssen (IW)

– Automatische Auslegung der erforderlichen Verbindung mit Schraubengrößen (alle Typen)

– Überprüfung der notwendigen Dicke des lastannehmenden Bauteils bei Querkraftanschlüssen

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

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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– Komplexe Blechbearbeitungen, Rohr- und Blechabwicklungen (z. B. konisch oder gedreht)

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

Der 1. Platz in der Kategorie „Stahlkonstruktionen“ des Preises 2014 wird von der Jury für die materialbetonte, sehr leicht wir-kende und ausgesprochen funktionale Stahlkonstruktion des Horizontwegs auf dem Energieberg in Hamburg vergeben, den das Glinder Unternehmen Buthmann Ingenieur-Stahlbau ge-plant, gefertigt, montiert und aufgebaut hat.180 t Stahlkonstruktion wurden für das Objekt von dem mittel-ständischen Unternehmen Buthmann bearbeitet, die Fertigungs-planung 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 Stützen-achsen durch Hauptquerträger gehalten werden. Besondere Anforderungen wurden durch die Komplexität der Bauaufgabe, die Dimensionen der Konstruktion, die engen ein-zuhaltenden Toleranzen und die besonderen zeitlichen und wit-terungsbedingten Rahmenbedingungen bei der Montage gestellt.Die Jury ist der Meinung, dass das ausgezeichnete Objekt in ein-drucksvoller Art und Weise die vielfältigen Möglichkeiten des Konstruktionswerkstoff es 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 schaff en.

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

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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 Me-tallbau. Advance Steel basiert auf der AutoCAD-Plattform. Die innovative BIM-Lösung automatisiert den gesamten Kon-struktionsprozess: vom Modellaufbau über die Zeichnungsab-leitung bis hin zur Erzeugung von Stücklisten oder NC-Ferti-gungsdateien.

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 las-sen. Die Interoperabilität mit Revit, der Software für Building Information Modeling (BIM), fördert eine stärkere Vernetzung des Arbeitsablaufs.

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1© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 84 (2015), Heft 1

Editorial

Der Weg vorwärts für den Stahlbau in Deutschland

Vor drei Jahren haben bauforumstahl und der Deutsche Stahlbau-Verband DSTV ihre Kräfte im neuen bauforum-stahl (BFS) vereint. In den vergangenen drei Jahren ha-ben 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 Stahlbau-grundnorm, 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 Ingenieurkammer-Bau und VPI aus Nordrhein-Westfalen einen Wettbewerb für eine auf dem Eurocode 3 basierende, praxistaugliche Stahlbaurichtlinie für den üblichen Hochbau ausgeschrie-ben. Wir wollen also zum einen die wissenschaftlich-tech-nische Entwicklung mit einem klar strukturierten Euro-code 3 vorantreiben und zum anderen die breite Praxisan-wendung mit einer schlanken Stahlbaurichtlinie fördern. Zur Vereinfachung der Bemessung und Vorbemessung bie-tet BFS seit letztem Jahr Bemessungshilfen für Geschoss-stützen und Kranbahnträger an. Weitere werden folgen.

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

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

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

Bernhard Hauke Volker Hüller

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 Fassadenkon-struktionen gegeben. Hier wollen wir mit dem Stahl- und Stahlverbundbau mit seinen schlanken und schnell mon-tierbaren Konstruktionen wieder mehr Anteile gewinnen. Entsprechende Publikationen zum Baubetrieb im Stahl-bau sind in Vorbereitung. Auch die Integration der Haus-technik 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 Recyc-ling und Wiederverwendung sind wir hier gut aufgestellt und werden dies mit neuen Studien auch weiter unterstrei-chen. 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 ver-liehen. 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 Wertschöpfungs-kette der Stahlbaubranche und eine Vielzahl an interes-santen Stahlbauprojekten in den Regionen Deutschlands und darüber hinaus, sondern lenken mit Highlight-Refe-renzen den Blick auch auf besondere Anwendungen von Stahl und die Relevanz für das tägliche Leben. Diesen nicht-technischen Zugang zu den unendlichen Möglich-keiten des Bauens mit Stahl und den engagierten Men-schen, die dahinter stehen, werden wir weiter ausbauen. An Ideen und Konzepten mangelt es also nicht. Lassen Sie uns diese gemeinsam umsetzen.

Dr. Bernhard Hauke Volker HüllerGeschäftsführer Geschäftsführerbauforumstahl bauforumstahl

06_001_Editorial_cs6.indd 1 19.12.14 14:00

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510225

2 © Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 84 (2015), Heft 1

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 scientifi c 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 Dres-den 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 scientifi c studies on the fatigue behavior of hot-dip galvanized steel. The results of this research allow the proof of hot-dip 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 Bundesministe-riums für Verkehr und Infrastruktur werden rund 65 % der für Erhaltung sowie Aus- und Neubau vorgesehenen Investitionsmittel für Ersatz- und Er-haltungsmaßnahmen in den Bestands-netzen von Schiene, Straße und Was-serstraße eingesetzt. Das entspricht einer jährlichen Investition von über 5 Mrd. € [1]. Insbesondere bei Brücken führt die Zunahme der Verkehrsbelas-tung, aber auch ein vermehrter Einsatz von Streusalzen zu einer beschleunig-ten Schädigung dieser Bauwerke.

Ein Teil der Instandhaltungskos-ten wird für die Vorbeugung und Besei-tigung von Korrosionsschäden an Brü-cken aufgewendet. Üblicherweise wer-

den Stahl- und Stahlverbundbrücken durch organische Beschichtungen ge-gen Korrosion geschützt. Diese müssen jedoch im Abstand von ca. 25 bis 33 Jahren, je nach Instandhaltungsstra-tegie, erneuert werden. Neben den di-rekten Kosten für die Erneuerung des Korrosionsschutzes entstehen auch Be-gleitkosten durch z. B. geänderte Ver-kehrsführung und Staus, die als volks-wirtschaftliche Schäden von der Allge-meinheit getragen werden müssen.

In dem hier vorgestellten For-schungsprojekt wurden durch die TU Dortmund, die MPA Darmstadt und das Institut für Korrosionsschutz Dres-den GmbH die Grundlagen für die An-wendung der Feuerverzinkung im Brü-ckenbau erarbeitet und damit die öko-nomischen 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 Unter-schied zwischen Brückenbau und dem vorwiegend ruhend beanspruchten Hochbau liegt in der zyklischen Belas-tung von Brücken durch Verkehrslas-ten, die einen Nachweis gegen Werk-stoff ermüdung nach EC 3-1-9 (DIN EN 1993-1-9 [2]) erforderlich werden lassen. Dieser Nachweis erfolgt durch eine Einstufung der Kon struktion in Kerbdetails, die in der Norm entspre-chenden Kerbfällen zugeordnet sind. Diese Kerbfälle wurden experimentell an unverzinkten Probekörpern ermit-telt und statistisch ausgewertet und können daher nicht für feuerverzinkte Bauteile angewendet werden. Dem-entsprechend kann der Nachweis ge-gen Werkstoff ermüdung für feuerver-zinkte Konstruktionen auf Basis aktu-eller 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 nachhalti-ger und wirtschaftlicher einsetzen zu können, wurden im Rahmen des ab-geschlossenen Forschungsprojekts P835/IGF-Nr. 351/ZBG [3] das Ermü-dungsverhalten grundlegender Kerb-details untersucht und statistisch ent-sprechend dem Nachweiskonzept des EC 3 ausgewertet. Des Weiteren wurde die Feuerverzinkung mit dem Zweck des Korrosionsschutznachweises für eine 100-jährige Nutzungsdauer unter-sucht.

Feuerverzinken im BrückenbauTeil 1: Zum Einsatz feuerverzinkten Baustahls bei zyklisch beanspruchten

Konstruktionen

Dieter UngermannDennis RademacherMatthias OechsnerFabian SimonsenSusanne FriedrichPeter Lebelt

07_002-009_Rademacher (225)_3sp_cs6.indd 2 19.12.14 14:02

3

D. Ungermann/D. Rademacher/M. Oechsner/F. Simonsen/S. Friedrich/P. Lebelt · Feuerverzinken im Brückenbau – Teil 1


Auff ällig war bei den geschweiß-ten Proben, dass der Zinküberzug auf den Schweißnähten deutlich höhere Schichtdicken aufweist als auf dem Grundwerkstoff (s. Bild 2). Das Auf-wachsen des Zinküberzuges ist stark vom Siliziumgehalt des Verzinkungs-gutes abhängig ([6], [7]).

Die untersuchten Baustähle wie-sen Silizium-Gehalte von ca. 0,18 bis 0,35 Ma% auf. In Bild 3 sind die Zink-überzugsdicken in Abhängigkeit des Siliziumgehaltes des Trägermaterials erfasst. Die untersuchten Schweißnähte weisen, bedingt durch den Schweiß-zusatzwerkstoff , deutlich höhere Sili-ziumgehalte als der Grundwerkstoff und damit auch höhere Zinküberzugs-dicken 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 Schweißzu-satzwerkstoff mit einem möglichst niedrigen Siliziumgehalt zu verwen-den ist.

3.3 Versuche mit feuerverzinkten bauteilähnlichen Probekörpern

Ergänzend zu den Kleinteilproben wurden am Lehrstuhl Stahlbau der

proben der Stahlgüten S355, S460 und S700 mit unterschiedlich ausgeführten Schnittkanten (Wasserstrahlschnitt, Brennschnitt, Fräsen) vergleichend im unverzinkten Referenzzustand und feu-erverzinkt untersucht. Ergänzend wur-den Proben mit verschieden ausgeführ-ten Schweißnähten untersucht. Insge-samt wurden 20 Wöhlerlinien aus über 500 Versuchen erzeugt.

Bild 1 fasst die für alle untersuch-ten Serien repräsentativen Versuchs-ergebnisse des Kerbfalls 125 (Einstu-fung für unverzinkte Proben) zusam-men. Die feuerverzinkten Proben (rot) zeigen eine geringere zyklische Be-anspruchbarkeit 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 feuerver-zinkten liegen mit ∆σc = 117 N/mm² darunter. Für die hier untersuchten Proben kann der im EC 3-1-9 defi nierte Kerbfall 125 für feuerverzinkte Bauteile nicht angewendet werden. Der nächst niedrigere Kerbfall mit einem ∆σc von 112 wird von den feuerverzinkten Pro-ben jedoch erfüllt. Die entwickelten Bemessungs-Wöhlerlinien für feuerver-zinkte Kerbdetails können dem Ab-schnitt 3.4 entnommen werden.

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 maßgebli-chen Kerbdetails nach EC 3 für einfa-che Brückenquerschnitte mit kleinen und mittleren Spannweiten getroff en. Diese Kerbdetails wurden in Form von Kleinteilproben und Bauteilpro-ben im feuerverzinkten Zustand (Feu-erverzinkung nach DASt-Richtlinie 022, Zinkbadklasse 1 [4]) im Schwing-versuch geprüft. Die Kleinteilproben wurden vergleichend untersucht, d. h. die feuerverzinkten Wöhlerlinien wur-den Wöhlerlinien des unverzinkten Anlieferungszustands gegenüberge-stellt. Dadurch war, neben der Festle-gung von feuerverzinkten Kerbdetails auf Basis des EC 3, eine Untersuchung des isolierten Einfl usses des Zinküber-zuges auf die zyklische Beanspruch-barkeit von Baustahl möglich.

3.2 Vergleichende Versuche feuer-verzinkt – unverzinkt

An der MPA Darmstadt wurden ver-schiedene Versuchsreihen mit Kleinteil-

Bild 1. Auswertung über alle Schwingversuche der Proben des Kerbfalls 125 Fig. 1. Evaluation of all SN tests of samples of the detail category 12 5

Schwingspiele N [–]

∆σ in

N/m

m2



4 Stahlbau 84 (2015), Heft 1

der abgeschätzten Dauerfestigkeit in Anlehnung an das interaktive Verfah-ren [8] konnte mit mindestens neun Proben je Kerbdetail mit hinreichen-der Genauigkeit eine Ermüdungsfes-tigkeits-Kurve bestimmt werden. Für die Versuche an Probekörpern aus S355J2+M und S460M wurden fünf typische, geschweißte Kerbdetails aus-gewählt. Durch Bauteillängen bis zu 3 m entsprechen die Fertigungsbedin-gungen 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 weiterent-wickelt und auf die festgelegten Ver-suchs-Parameter angepasst. Wie in Bild 4 zu erkennen, handelte es sich um einen nachempfundenen Aus-schnitt eines Untergurts mit aufge-schweißtem Steg als T-Probe mit Blechdicken von 12 mm und 14 mm.

Die Ergebnisse aller Versuche mit den Kleinteil-T-Proben lagen deut-lich 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 =

Bild 3. Abhängigkeit der Zinküberzugsdicke vom Siliziumgehalt des VerzinkungsgutsFig. 3. Zinc coating thickness in dependence on the silicon content of the base materi al

0,00

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60

Siliziumgehalt des Grundwerkstoffs in Ma %

Zin

küb

erzu

gsd

icke

in µ

m

Bild 2. Übergang vom Grundwerkstoff (rechts) zur Schweißnaht (links) – deutlich sind die Veränderung des Zinküberzugs und die höhere Zinküberzugsdicke erkennbarFig. 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 visib le

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

stellungsverfahren den in der Brücken-baupraxis verwendeten Bauteilen ent-sprechen. Durch eine Versuchsfolge auf unterschiedlichen Lastniveaus zwischen der Elastizitätsgrenze und


5



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

Die Ergebnisse der Trägerversu-che lagen leicht unterhalb der Ergeb-nisse der Kleinteil-T-Proben, allerdings immer noch deutlich über der normier-ten Wöhlerlinie des EC 3-1-9. Berück-sichtigt man alle Ergebnisse bei der sta-tistischen Auswertung, so erhält man die Werte ∆σc = 134 N/mm² (Bild 6) bzw. ∆σc = 109 N/mm² (Bild 7).

Die resultierenden Bemessungs-Wöhlerlinien aller durchgeführten Schwingversuche können dem nach-folgenden Abschnitt 3.4 entnommen werde n.

3.4 Ergebnisse der Ermüdungsversuche

Bei allen vergleichenden Kleinteil-Versuchsserien wurde eindeutig nach-gewiesen, dass eine Feuerverzinkung im Vergleich zum unverzinkten Refe-renzzustand einen signifi kanten Abfall der 50%igen Dauerfestigkeit zur Folge hat. Die aktuell im EC 3-1-9 normier-ten Detail-Kategorien bzw. Kerbfälle erfassen den Abfall der Ermüdungs-festigkeit durch eine Feuerverzinkung nicht. Trotz des signifi kanten Abfalls der Dauerfestigkeit führt die Feuer-

ßeneff ekte bzw. geringere Wahrschein-lichkeit von Schweißnahtunregelmä-ßigkeiten als positive Einfl ussfaktoren der Kleinteilprobe zu überprüfen bzw.

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

Bild 5. Ausschnitt 3D-Modell Kleinteil-T-Probe mit zusätzlicher Doppel-V-Naht – Längsnaht über QuernahtFig. 5. Detail of 3D model small scale T-specimen with additional double-V butt-weld – butt weld over longitudinal fi llet we ld

Bild 6. Ergebnisse Detail LängsnahtFig. 6. Results of longitudinal fi llet weld


∆σ [

N/m

m2 ]

Bild 4. Prinzip der Kleinteil-T-Probe mit HalskehlnähtenFig. 4. Principle of small scale T-specimen with longitudinal fi llet we ld




Tabelle 1. Kerbfälle für feuerverzinkten StahlTable 1. Detail categories for hot-dip galvanized steel

Kerbfall Konstruktionsdetail Beschreibung Anforderungen

140

ANMERKUNG: Der Kerbfall 140 ist der höchst mögliche; kein Kerbfall kann bei irgendeiner Anzahl an Span-nungsschwingspielen eine höhere Er-müdungsfestigkeit erreichen.

Bleche und Flachstähle mit gewalzten/gefrästen Kanten

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

112 maschinell brenn- oder wasserstrahlgeschnitte-ner Werkstoff mit seich-ten und regelmäßigen Brennriefen

maschinell brenn- oder wasserstrahlgeschnitte-ner Werkstoff der Schnittqualität entspre-chend EN 1090

Einspringende Ecken sind durch Schleifen (Neigung ≤ ¼) zu bearbeiten oder durch einen entsprechen-den Spannungskonzentrationsfaktor zu berücksich-tigen.

keine Ausbesserungen durch Verfüllen mit Schweiß-gut

100 handgeschweißte Kehl-nähte

Zwischen Flansch und Stegblech ist eine sehr gute Passgenauigkeit erforderlich.

80 über eine durchge-schweißte Quernaht ge-führte durchgehende Längsnaht als Halskehl-naht

100 Blechdicken-abhängigkeit für t > 25 mm:

ks = (25/t)0,2

Querstöße in Blechen und Flachstählen

• alle Nähte blecheben in Lastrichtung geschliff en• Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu ver-

wenden und anschließend zu entfernen, Blechrän-der sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen

• beidseitige Schweißung mit ZFP


ks = (25/t)0,2

Vollstöße von Walzpro-fi len mit Stumpfnähten ohne Freischnitte

• die Nahtüberhöhung muss ≤ 10 % der Nahtbreite und mit verlaufendem Übergang in die Blechober-fl äche ausgeführt werden

• Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu ver-wenden und anschließend zu entfernen, Blechrän-der sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen



ks = (25/t)0,2

Querstöße in Blechen, Flachstählen, Walzprofi -len oder geschweißten Blechträgern

• die Nahtüberhöhung muss ≤ 20 % der Nahtbreite und mit verlaufendem Übergang in die Blechober-fl äche ausgeführt werden

• keine Schweißnahtnachbehandlung• Schweißnahtan- und -auslaufstücke sind zu ver-

wenden und anschließend zu entfernen, Blechrän-der sind blecheben in Lastrichtung zu schleifen


80 � ≤ 50 mm Vertikalsteifen in Walz- oder geschweißten Blechträgern

• die Schweißnahtenden sind sorgfältig zu schleifen, um Einbrandkerben zu entfernen

• wenn die Steife, s. Skizze links, im Stegblech ab-schließt, wird ∆σ mit den Hauptspannungen be-rechnet

80 (m = 8)

Schweißnähte unter Querkraftbeanspru-chung: Kopfbolzendübel in Verbundwirkung

∆τ wird am Nennquerschnitt des Dübels ermittelt


7



Bild 7. Ergebnisse Detail Längsnaht über QuernahtFig. 7. Results of butt weld over longitudinal fi llet we ld

∆σ [

N/m

m2 ]


verzinkung in der statistischen Aus-wertung 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 um-fangreichen Datenbasis kann eine ein-fache, jedoch konservative Regel für den Einsatz feuerverzinkter Proben und Bauteile unter zyklischer Last for-muliert werden: Um eine Feuerverzin-kung bei der Auslegung gegen Werk-stoff ermüdung sicher zu erfassen, ist bei feuerverzinkten Bauteilen bei Anwen-dung der Bemessungsregeln nach EC 3 und EC 4 der maximal um eine Katego-rie niedrigere Kerbfall zu wählen.

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

Die Abminderung um einen Kerb-fall führt bei der Bemessung von Brü-cken kleinerer und mittlerer Spann-

weite nach den Regeln des EC 3-1-9 [2] nicht zwingend zu der Notwendig-keit einer Vergrößerung der Quer-schnitte, da der Nachweis gegen Werk-stoff ermüdung im kleinen und mittle-ren Spannweitenbereich häufi g nicht maßgebend für die Querschnittswahl ist. Eine beispielhafte Untersuchung hierzu wurde an einer gebauten zwei-spurigen Verkehrsweg-Brücke über einen Fluss in Bayern mit einer Spann-weite von 35,30 m ohne Mittelstütze durchgeführt. Trotz der Abminderung der Bemessungswöhlerlinien um einen Kerbfall wären hierbei keinerlei Ver-größerungen der Querschnitte erfor-derlich gewesen [3].

4 Ursachen des Abfalls der Ermüdungsfestigkeit

Neben der Entwicklung von Bemes-sungswöhlerlinien auf Basis des EC 3 für feuerverzinkte Kerbdetails wurden die Ursachen des festgestellten negati-ven Einfl usses einer Feuerverzinkung auf die zyklische Beanspruchbarkeit von Stahl intensiv untersucht.

Durch die vergleichende Schwin-gungsprüfung von chargengleichen Proben in den Zuständen

– unverzinkter Anlieferungszustand (Referenzzustand)

– normaltemperaturfeuerverzinkt nach DASt-Richtlinie 022

– normaltemperaturfeuerverzinkt nach DASt-Richtlinie 022 und an-schließend inhibiert abgebeizt

konnte gezeigt werden (Bild 8), dass eine Feuerverzinkung einen signifi -kanten Abfall der zyklischen Bean-spruchbarkeit 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 Grundwerkstoff s (z. B. durch fl üssigmetallinduzierte Schädi-gungsprozesse) hat nicht stattgefun-den.

Durch die Dokumentation von Ermüdungsanrissen in metallographi-schen Schliff en (vgl. Bild 9) wurde er-kennbar, dass Schwindungsrisse in den Eisen-Zink-Legierungsphasen (δ1- und ζ-Phasen) des Zinküberzuges bei zyklischer Beanspruchung Ausgangs-ort für die Ermüdungsrissinitiierung im Grundwerkstoff sind. Die Ermü-




dungsrissinitiierung konnte durch Ver-suche dokumentiert und mittels FEM abgebildet werden. Das Modell der Er-müdungsrissinitiierung bei feuerver-zinkten Bauteilen ist in Bild 10 sche-matisch dargestellt.

Schwindungsrisse in den Eisen-Zink-Legierungsphasen (δ1- und ζ- Phase) des Zinküberzuges verursa-chen mikrokerbbedingte Spannungs-überhöhungen im Grundwerkstoff . Diese Spannungserhöhungen führen zu einer im Vergleich zum unbeschich-teten Bauteil verfrühten Ermüdungs-rissinitiierung und sind damit ursäch-lich für den festgestellten Abfall der Dauerfestigkeit von verzinkten gegen-über unverzinkten Proben.

Bild 8. Wöhlerlinien Referenzzustand, feuerverzinkt und Feuerverzinkung inhibiert abgebeiztFig. 8. SN curves reference state, hot-dip galvanized and hot-dip galvanizing inhibited pickled

∆σ [

N/m

m2 ]


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

Bild 10. Schematische Dar-stellung der Ermüdungsriss-initiierung bei feuerverzinkten Bauteilen unter zyklischer BeanspruchungFig. 10. Schematic illustra-tion of fatigue crack initiation at hot dip galvanized compo-nents under cyclic loading


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Fakultät Architektur und Bauingenieurwesen,Lehrstuhl Stahlbau,August-Schmidt-Straße 6,44227 Dortmund,[email protected]

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Matthias Oechsner, [email protected],Dipl.-Ing. Fabian Simonsen, [email protected],Technische Universität Darmstadt,Zentrum für Konstruktionswerkstoffe,Staatliche Materialprüfungsanstalt Darmstadt,Fachgebiet und Institut für Werkstoffkunde,Grafenstraße 2,64283 Darmstadt

Dr.-Ing. Susanne Friedrich, [email protected],Dipl.-Ing. (FH), SFI Peter Lebelt, [email protected],Institut für Korrosionsschutz Dresden GmbH,Gostritzer Straße 65,01217 Dresden

fer, D.: Commentary to Eurocode 3 –EN 1993-Part 1-9 – Fatigue, unveröff ent-licht, 20 07.

[6] Maaß, P., Peißker, P., Hrsg.: Hand-buch Feuerverzinken. 3., vollst. über-arb. Aufl . Weinheim: Wiley-VCH Ver-lag 20 08.

[7] Schulz, W.-D., Thiele, M.: Feuerver-zinken von Stückgut. Saulgau/Württ: Leuze-Verlag, 201 2.

[8] Block, K., Dreier, F.: Das Ermüdungs-verhalten von Dübelbefestigungen. Heft 541, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Hrsg., Berlin, 200 3.

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

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

Literatur

[1] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung: Investitionsrah-menplan 2011–2015 für die Verkehrs-infrastruktur 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 Ins-titut für Normung e.V., 2010.

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

[4] Deutscher Ausschuss für Stahlbau: DASt-Richtlinie 022: Feuerverzinken von tragenden Stahlbauteilen. Düssel-dorf: Stahlbau Verlags- und Service GmbH 20 09.

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

Aus der Forschung

Einsatz von Stahlhohlplatten als Fahr-bahn im Stahlbrückenbau − Optimie-rung der Bemessung, Konstruktion, Herstellung und Unterhaltung zur Ver-besserung der Wirtschaftlichkeit von Stahlbrücken (P 732)

Im Vergleich zur orthotropen Fahrbahn-platte im Stahlbrückenbau weisen Hohl-platten, bestehend aus einem oberen und unteren Deckblech mit dazwischen liegenden Stegen, ein günstigeres Trag-verhalten aufgrund einer höheren Quer-tragwirkung auf.

Eine kostengünstige Fertigung solcher Strukturen war bislang jedoch mit kon-ventionellen Schweißverfahren nicht möglich. Mit Hilfe moderner Laser-schweißverfahren können nunmehr Hohlplatten wirtschaftlich gefertigt wer-den. Diese werden bereits im Schiff bau als Baugruppen mit untergeordneter Tragfunktion und kleinen Querschnittab-messungen sowie geringen Blechdicken eingesetzt. Für den Einsatz der Stahlhohl-platten im Stahlbrückenbau gilt es, die vorhandenen theoretischen Grundlagen für die Tragwirkung auf die Anwendbar-keit mit entsprechenden Blechdickenbe-reichen, Querschnittsabmessungen und den Belastungsmodellen nach den DIN-Fachberichten zu überprüfen und für die Anwendung in der Praxis gegebenenfalls zu optimieren. Dabei sind die konstruk-tive Durchbildung, die Angaben zu Min-destfertigungsstandards sowie die Aussa-gen zur Inspektionsmöglichkeit im Zuge der routinemäßigen Prüfung von Fahr-

bahnen aus Stahlhohlplatten zu hinterfra-gen und Lösungsansätze bereitzustellen.

Im vorliegenden Forschungsvorhaben wurde das Tragverhalten von Stahlhohl-platten mit Hilfe von zahlreichen experi-mentellen und theoretisch-numerischen Untersuchungen analysiert. Dabei wur-den sowohl Großbauteilversuche zur Er-mittlung des Gesamttragverhaltens als auch Versuche an Plattenstreifen zur Ve-rifi zierung der Quertragwirkung sowie zahlreiche Kleinteilversuche zur explizi-ten Analyse der einzelnen Versagensme-chanismen durchgeführt. Die ermittelten Ergebnisse dienten zur Überprüfung, Er-weiterung und Optimierung vorhandener Bemessungsverfahren im Hinblick auf eine einfache Anwendung in der Inge-nieurpraxis, so dass ein Bemessungskon-zept für die im Stahlbrückenbau üblichen Querschnittsgeometrien und Belastungs-situationen entwickelt werden konnte.

Im Ergebnis zeigt sich, dass Hohlplat-ten aufgrund ihrer Querschnittsgeometrie hohe statische Tragfähigkeiten aufwei-sen, die bei gleichzeitiger wirtschaftlicher Fertigung für die Verwendung in biegebe-anspruchten Flächenkonstruktionen vor-teilhaft sind. Untersuchungen zur Ermü-dungsfestigkeit der relevanten laserge-schweißten Verbindung zwischen Deck-blech und Steg wurden für die vorhande-nen Blechdickenkombinationen durchge-führt. Dabei konnte festgestellt werden, dass die Ermüdungsfestigkeiten der der-zeitigen Verbindungen für einen Einsatz von Stahlhohlplatten in dynamisch bean-spruchten Konstruktionen nicht ausrei-

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

Für die Verbindung von Hohlplatten wurden weiterhin unterschiedliche Lö-sungen für die Anwendbarkeit im Stahl-brückenbau entwickelt und untersucht. Das aufgestellte Konzept wurde erfolg-reich im Bauteilversuch überprüft. Die prinzipielle Inspizierbarkeit der ge-schlossenen Stahlhohlplatten wurde er-gänzend 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 Gemeinschaftsfor-schung 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 Werk-stoff technologie durchgeführt.

Der Abschlussbericht umfasst 370 Seiten und enthält 389 Abbildungen und Tabellen. Schutzgebühr: 25,50 € inkl. MWSt. zzgl. Versandkoste n, ISBN 3-937567-91-7

Dr. Gregor Nüsse M. SC.

(aus Berichte aus der Stahlanwendungs-forschung, 2/2014)


Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510237


Reaktive Brandschutzsysteme werden im Stahlbau seit über 40 Jah-ren erfolgreich zum Schutz von Stahlbauteilen gegen Brandein-wirkung eingesetzt. Ihre Anwendung erfordert Kenntnisse über ihre Wirkungsweise, über die erforderliche Qualitätssicherung bei der Applikation und Wartung sowie über die richtige Festle-gung der erforderlichen Trockenschichtdicken. Europäische Zu-lassungen 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 Anwendungs-bereichs 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 ar-eas 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 Bundeskanz-leramt in Bonn aus dem Jahr 1973 dar, bei dessen Renovie-rung im Jahr 2006 die Funktionsfähigkeit des damals ver-wendeten Systems nach über 30 Jahren erfolgreich nachge-wiesen 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 Epoxid-basis unterschieden. Die Systeme enthalten meist phosphor-haltige 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 Startre-aktion auslöst, sowie einem Treibmittel zur Schaumbil-

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 abge-schlossen. 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 Dämm-schichtbildner 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 Anwen-dungsbereich der Produkte und ermöglichen zudem eine wesentlich erhöhte Wirtschaftlichkeit. Dabei sind jedoch nach wie vor Anwendungsgrenzen vorhanden, die einge-halten werden müssen.

2 Applikation und Qualitätssicherung

Bei lösungsmittelhaltigen oder wasserbasierten Einkompo-nentensystemen ist ein dreischichtiger Aufbau der Be-schichtung 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 Ar-beitsschritten im Werk oder zur Vermeidung von Trans-

Optimierter Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme im Stahl- und Verbundbau

Martin MensingerPeter Kraus

Bild 1. Dämmschichtbildner im aufgeschäumten ZustandFig. 1. Intumescent in foaming state

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M. Mensinger/P. Kraus · Optimierter Einsatz reaktiver Brandschutzsysteme im Stahl- und Verbundbau

11Stahlbau 84 (2015), Heft 1

4 Besonderheiten bei der Anwendung4.1 Einfluss von Fehlstellen auf das Erwärmungsverhalten

Die Schutzwirkung der dämmschichtbildenden Anstriche weist eine starke Abhängigkeit vom Zustand der Beschich-tung 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 Ober-fläche des Stahlteils auf (Bild 2). Dies führt dazu, dass die Beschichtung nur eine begrenzte Fähigkeit besitzt, Fehl-stellen zu schließen. Das Rissschließvermögen hängt von der Trockenschichtdicke ab und ist nicht abschließend ge-klärt. 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 Ab-schattungseffekte und eine reduzierte Konvektion an der Fehlstelle etwas abgemildert wird. Die lokal erhöhten Tem-peraturen führen in diesen Bereichen zu einer gegenüber dem Gesamtquerschnitt erhöhten Reduktion von E-Modul und Streckgrenze und können aufgrund des sich dann ein-stellenden π-∆-Effekts insbesondere bei stabilitätsgefährde-ten Bauteilen wie Stützen zu einer Reduktion des Feuerwi-derstands führen [6]. Für die Praxis bedeutet dies, dass eine ausreichende Pflege und Wartung der Anstriche sicherge-stellt werden muss. In den Zulassungen des DIBt wird da-her u. a. eine Kennzeichnung der mit dämmschichtbilden-den 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 Zu-lassungen werden daher für Hohlprofile eigene Schichtdi-ckentabellen angeben. Die Angaben zu den offenen Profi-len 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-

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 Korrosionsschutz-lehrgang beim Hersteller geschultes Personal zu erfolgen, zudem ist eine Dokumentation der Applikation erforder-lich. Die Trockenschichtdicken müssen mindestens die in den Zulassungen geforderten Werte aufweisen. Dabei sind 20 Einzelmessungen auf einer Fläche von ca. 500 cm2 vor-zunehmen. An maximal zwei Messstellen darf die Trocken-schichtdicke unterschritten werden.

3 Festlegung von Trockenschichtdicken

Die erforderlichen Trockenschichtdicken des Dämm-schichtbildners sind abhängig von der zu gewährleistenden Feuerwiderstandsdauer, vom Verhältnis Profilumfang zu Querschnittsfläche (A/V, früher U/A) und vom verwende-ten 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 an-gegeben, die von der Annahme einer kritischen Versagens-temperatur des zu schützenden Stahlbauteils von 500 °C ausgehen, einer Annahme, die in fast allen Fällen auf der sicheren Seite liegt. Demzufolge wird die erforderliche Tro-ckenschichtdicke 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 Minu-ten ETK-Einwirkung hingegen temperaturabhängige Tro-ckenschichtdicken an. Dies ermöglicht eine ingenieurmä-ßige 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 festgeschrie-benen Auswerteverfahren der Versuche stellen aktuell einen etwas unbefriedigenden Kompromiss zwischen un-terschiedlichen 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 Längsdehnun-gen in der Beschichtung auf. Eine Belastung vor dem Be-schichten führt hingegen tendenziell zu etwas günstigeren Ergebnissen.

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




dass in diesen Fällen die Abstände zwischen beschichte-tem Bauteil und Rohr reduziert werden konnten. Die Er-gebnisse 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 Bau-technik 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 kön-nen, 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.

zesses dem Dämmschichtbildner so viel Energie entzieht, dass die Startreaktion ausbleibt und kein Aufschäumpro-zess stattfindet. Vollprofile sind daher durch die Zulassun-gen 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 der-zeit nicht ab. Eine normative Grundlage zur versuchstech-nischen Festlegung der erforderlichen Schichtdicken fehlt bzw. liegt nur in einem ersten noch nicht anwendungsrei-fen Entwurf vor (neuer Teil 9 der EN 13381). Die Schicht-dickentabellen der Zulassungen können daher nicht direkt angewendet werden, und in der Regel ist für die Anwen-dung 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 Materialkenn-linie des Stahls geprägt. Zur Bestimmung der kritischen Versagenstemperatur der Bauteile ist daher in der Regel eine geometrisch und physikalisch nichtlineare Berech-nung nötig, eine transiente Berechnung erlaubt genauere Aussagen zum Versagenszeitpunkt. Ist die kritische Versa-genstemperatur des Bauteils bekannt, können erforderliche Trockenschichtdicken bestimmt werden (Bilder 5 und 6).

Werden Rohre durch Trägeröffnungen geführt, ist zwi-schen 60 mm und 80 mm Platz zum Aufschäumen des Dämmschichtbildners vorzusehen. Bei einzelnen Produk-ten genügen kleinere Vorhaltemaße, die im Anwendungs-fall mit dem Hersteller des Dämmschichtbildners abzu-stimmen sind.

Bei einer Brandbelastung von 30 Minuten Einheits-temperaturkurve konnte durch Versuche in Einzelfällen nachgewiesen werden, dass Lüftungsrohre eine abschir-mende Wirkung im Sinne eines Hitzeschildes besitzen, so

Bild 3. Längsrissbildung aufgrund limitierter Quer-dehnbarkeit des Schaums bei Hohlprofilen [6]Fig. 3. Longitudinal cracking due to limited transverse ex-tensibility of the foam in case of hollow sections [6]

Bild 4. Nicht aufgeschäum-ter Dämmschichtbildner im Fall von Vollprofilstützen [6]Fig. 4. Not foamed intume-scent coating in the case of massive steel sections [6]

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

Bild 6. Geometrisch und physikalisch nichtlineare Berech-nung der Träger im BrandfallFig. 6. Geometrically and physically nonlinear calculation of the beams in case of fire




5 Bauteile mit Kontakt zu Fassaden und Trapezblechen

Insbesondere im Industrie- und Gewerbebau sind häufig Brandschutzmaßnahmen an Stahlprofilen notwendig, die Kontakt zu raumabschließenden Bauteilen wie Kassetten-fassaden, Sandwichprofilen oder Trapezblechen aufweisen. Nach DIN 4102-4 [9] sind bei geschützten Stahlbauteilen die anschließenden Konstruktionselemente in Abhängig-keit 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 Mün-chen und am Institut für Stahlbau der Leibniz Universität Hannover durchgeführte Forschungsprojekt IGF 17200 N – Optimierter Einsatz intumeszierender Anstriche im Stahl-bau [4]. Neben wichtigen Erkenntnissen zum Aufschäum-verhalten der Dämmschichtbildner und deren numerischer Simulation [10] wurden dabei im Brandlabor Dachau der Technischen Universität München großmaßstäbliche Ver-suche 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 Fas-sadenelementen 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 Außensei-ten 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 zusätz-lich vierseitig beflammten Stütze in einem Brandversuch. Als Stützenprofile wurde den Empfehlungen in [11] fol-gend HEA 200 und HEM 200 geprüft, die sich aufgrund

Zugstäbe aus Rundstahl, wie sie häufig bei Verbänden in Zugstabsystemen eingesetzt werden, sind aktuell nicht über die Zulassungen abgedeckt. Ihre Anwendung in Kom-bination mit Dämmschichtbildnern ist nach aktuellem Wis-sensstand 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 vor-nehmlich in der Aufschäumphase auftrat. Diese wird be-günstigt durch geringe Durchmesser und geringe Trocken-schichtdicken sowie bei Querrissen durch die Zugbean-spruchung. 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 Ergeb-nis dieser Forschungen ist noch ausstehend.

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 multi-functional ceiling system Topfloor Integral with pipe pene-tration

Bild 8. Nach 30 Minuten ISO-Normbrand ist nur ein gerin-ger Einfluss des Rohres erkennbarFig. 8. After 30 minutes ISO-standard fire only a small in-fluence of the pipe is visible

Bild 9. In den Brandofen integrierter Turm aus Fassaden-elementen mit geschützten StützenFig. 9. Tower made of façade elements with protected columns integrated in the furnace of the test site




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

Während bei den numerischen Simulationen ein posi-tiver Einfluss einer vierseitigen Beschichtung erkennbar war, konnte dieser in den Versuchen nicht bestätigt wer-den. Dies ist darauf zurückzuführen, dass in den Simula-tionen von einem flächigen Kontakt zwischen Außenseite der Stützen und den Fassadenelementen ausgegangen wurde. In diesem Fall macht sich aufgrund ihrer Wärme-leitfähigkeit auch eine nicht aufgeschäumte Brandschutz-beschichtung positiv bemerkbar, und vierseitige Beschich-tungen verhalten sich günstiger als dreiseitige Beschichtun-gen. Bei realen Fassadenelementen treten jedoch aufgrund des Temperaturgradienten in der Fassade immer Verwöl-bungen 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 zwi-schen Fassade und Stützenflansch in weiten Bereichen unterbrechen. Ein Wärmeübertrag zwischen Fassadenele-ment und Stütze findet daher vor allem über Strahlung statt. Dieses Verhalten dominiert den Wärmetransport zwi-schen Fassadenelement und Stütze und führt dazu, dass der Einfluss der vierseitigen Beschichtung in den Brand-versuchen nicht nachweisbar ist.

Die Anwendbarkeit der Ergebnisse ist allerdings durch den im Projekt untersuchten Parameterbereich einge-schränkt, der durch die die Versuche ergänzenden numeri-schen Untersuchungen erheblich erweitert werden konnte. Aus Sicht der Autoren kann auf einen Schutz der angren-zenden 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-

ihrer unterschiedlichen Massigkeit in ihrem Erwärmungs-verhalten unterscheiden (Bilder 9 bis 11).

Insgesamt wurden zwei Versuche mit einer Brandwir-kung nach Einheitstemperaturkurve von 30 Minuten durch-geführt. Dabei wurden ein Versuch mit einer Kassettenfas-sade mit Mineralwollfüllung und ein weiterer Versuch mit Polyurethan-Sandwichprofilen ohne Feuerwiderstands-dauer durchgeführt. Es wurden sowohl dreiseitig beschich-tete als auch vierseitig beschichtete Stützen geprüft. Die dreiseitige Beschichtung entspricht dabei der Situation einer Baustellenapplikation, während die vierseitige Beschich-tung einer Werksapplikation entspricht. Die anschließen-den 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].

Bild 10. Obere Öffnung des Turms mit Ventilationseinrich-tungFig. 10. Upper opening of the tower and ventilation equip-ment

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

Bild 12. Ergebnisse der Stützenversuche: Nur in 4 % der Fälle war der be-plankte Flansch wärmer als der freieFig. 12. Result of the co-lumns tests: In only 4 % of the cases, the flange with contact to the fa-çade had higher tempera-tures than the flange with out contact




schützten Trapezblechen durchgeführt. Beim Versuchsauf-bau 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 insge-samt vier Brandversuchen (30 Minuten ETK-Belastung) wurden dabei je vier mit ca. 60 % ihres plastischen Biege-widerstand belastete Träger aus HEA 200- und HEM 200- Profilen mit 4,0 m Länge in Kombination mit zwei unter-schiedlichen Trapezblechen geprüft (Bild 13). Die Trapez-bleche wiesen Sickenhöhen von 35 mm bzw. 135 mm auf. Bei allen Versuchen wurde eine übliche Mineralwolledäm-mung verwendet. Die Versuchsträger waren entweder drei-seitig oder vierseitig beschichtet. Bei Trägern mit dreiseiti-ger Beschichtung blieb immer der Oberflansch unbeschich-tet. 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 viersei-tiger 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 durchgeführ-ten numerischen Simulationen unter Annahme von vollem Kontakt erhaltenen Wärmepeaks unterhalb der Profil-blechsicken konnten in den Versuchen nicht bestätigt wer-den, ihr Auftreten ist aber dennoch nicht ganz ausgeschlos-sen [4].

Bei dem untersuchten Profilblech mit einer Sicken-höhe von nur 35 mm wirkte das Blech offensichtlich wie-der als Hitzeschild und schirmte den Oberflansch ab. Zu-dem lag in diesen Fällen offensichtlich nur eine einge-schränkte Konvektion vor. Beide Effekte führten dazu, dass in einigen Fällen der Energieeintrag am Oberflansch

Bild 13. Versuchsaufbau der TrägerversucheFig. 13. Test arrangement of the beam tests

Bild 14. Blick in den Brandofen vor Durchführung der Trä-gerversucheFig. 14. View inside the furnace before the beam tests

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

Bild 16. Oberer Flansch im Fall eines dreiseitig beschichte-ten TrägersFig. 16. Upper flange in case of a three-sided coated beam




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 Dämmschicht-bildners wieder für eine um 100 K reduzierte Versagens-temperatur bestimmt, für Bauteile mit A/V-Werten > 100 wird zur Bestimmung der Trockenschichtdicke eine um 150 K reduzierte Versagenstemperatur empfohlen. Bei-spielsweise wäre bei einer rechnerischen Versagenstempe-ratur eines Trägers von Tcrit = 600 °C und A/V = 200 die Trockenschichtdicke demnach für eine maximale Tempe-ratur 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 Vorge-hen führt allerdings zu einer signifikanten Erhöhung der erforderlichen Trockenschichtdicken und kann daher schnell unwirtschaftlich werden. Durch eine Überdimensi-onierung der Profile kann die kritische Versagenstempera-tur 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 Be-schichtung der Trapezprofile seitlich der Träger vor-schreibt. Eine Abweichung davon würde aus Sicht der Au-toren 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 ein-zelnen Produkte eine Optimierung der Trockenschicht-dicken zu (Tabelle 1).

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

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

Generell zeigt sich, dass nach dem bisherigen Kennt-nisstand bei einer F30-Anforderung auf eine vierseitige Beschichtung nur in Fällen sehr kompakter Profile mit A/V < 100 in Kombination mit Profilblechen mit sehr nied-riger Sickenhöhe verzichtet werden könnte. Kann eine vierseitige Beschichtung dennoch nicht ausgeführt werden, muss im Brandfall mit einer, gegenüber einem vierseitig beflammten geschützten Referenzbauteil, erhöhten Bauteil-temperatur gerechnet werden. Dies kann z. B. dadurch be-rücksichtigt werden, dass der Brandschutz der drei zugäng-lichen Seiten für eine gegenüber den Ergebnissen einer Berechnung nach DIN EN 1993-1-2 [1] reduzierten kriti-schen Versagenstemperatur des Bauteils ausgeführt wird. Für Bauteile mit A/V < 100 empfiehlt es sich, die Trocken-schichtdicke des Dämmschichtbildners für eine um 100 K reduzierte Versagenstemperatur des Bauteils zu dimensio-nieren, für Bauteile mit A/V-Werten > 100 wird eine um 200 K reduzierte Versagenstemperatur empfohlen.

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

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

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 1,782




mung des Trägers nach unten zumindest in großen Teilen wieder abgebaut. Der tatsächlich für Aufnahme der Zwangsbeanspruchung aus Temperaturdehnung des Stahl-profils 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 Brand-schutzes von Verbundkonstruktionen stellt die Ausnutzung der Membranwirkung von Verbunddecken dar, über die unter anderem in [14], [15] und [16] berichtet wurde. Ins-besondere das in [16] vorgestellte Verfahren erlaubt eine

Stahlbauteile kann die kritische Versagenstemperatur da-bei sehr einfach mit Hilfe des Euronomogramms bestimmt werden [12]. In [12] finden sich auch Diagramme zur Be-stimmung der kritischen Versagenstemperatur von Stüt-zen.

Insbesondere bei Verbundträgern mit Teilverbund tre-ten in der Regel im Brandfall Versagenstemperaturen deut-lich größer als 500 °C auf. Dies ist darauf zurückzuführen, dass die Tragfähigkeit der Kopfbolzen im Brandfall lang sa-mer abnimmt als die Streckgrenze des Baustahl quer schnitts. 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 Si-cherheiten auf der Lastseite aufgebraucht sind. Damit er-geben sich typische kritische Versagenstemperaturen der Verbundträger zwischen 650 und 700 °C.

Hier lohnt es sich, die Möglichkeiten der Europäi-schen Zulassungen auszunutzen und die Schichtdicken zu optimieren. Wie man aus Tabelle 1 erkennen kann, führt die Berücksichtigung einer kritischen Versagenstempera-tur 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 Kos-ten 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 auf-grund der Ausdehnung des Stahlprofils während des Er-wärmungsvorgangs zu vermeiden. Da die mechanische Belastung der Dübel aus ständigen Lasten dieser Einwir-kung entgegengesetzt ist, ist dies eine relativ konservative Festlegung, die jedoch durch einen minimalen Verdü-belungsgrad von ca. 65 % bei Raumtemperatur einfach einzuhalten ist. Der aus der Ausdehnung des Stahlprofils herrührende auf die Dübel wirkende Zwang ist im Wesent-lichen abhängig vom E-Modul und der Streckgrenze des Stahlprofils, zweier ebenfalls mit der Temperatur veränder-licher 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 Stahlver-bundträgers 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 aufwie-sen. 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 Abminde-rung der Streckgrenze des Baustahls bei einem Verbundträ-ger (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




Literatur

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

[2] DIN EN 1994-1-2: Eurocode 4: Bemessung und Konstruk-tion 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. Forschungsbe-richt 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 intumeszieren-den Brandschutzsystemen im Stahlbau. Dissertation. Eidge-nössische Technische Hochschule Zürich, Institut für Bausta-tik und Konstruktion, 2008.

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

[8] Hothan, S., Häßler, D.: Über die Entwicklung von Anwen-dungsregeln für reaktive Brandschutzsysteme auf Stahlzug-gliedern. Festschrift Schaumann. Leibniz Universität Hanno-ver, Institut für Stahlbau, 2014.

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

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

[11] DIN EN 13381-8: Prüfverfahren zur Bestimmung des Beitra-ges zum Feuerwiderstand von tragenden Bauteilen. Teil 8 – Re-aktive 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 Konstruk-tion 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 Verbund-decken bei Brand – Experimentelle Untersuchungen. Stahl-bau 80 (2011), H. 8, S. 561–565.

[16] Stadler, M., Mensinger, M.: Simplified finite element analy-ses 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, [email protected]. (FH) Peter Kraus M.Eng.,Technische Universität München,Lehrstuhl für Metallbau, Arcisstraße 21, 80333 München

ingenieurmäßige Bemessung der Decken im Brandfall un-ter Berücksichtigung der Zwangsbeanspruchung aufgrund der Temperatureinwirkung. Die Anwendung des Verfah-rens 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 Stahl-bau 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 Ent-wicklung durch aktuelle Forschungen, die den Anwen-dungsbereich 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 Möglich-keiten 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 ge-meinsam mit dem Institut für Stahlbau der Leibniz Univer-sität Hannover durchgeführte IGF-Vorhaben 17200 N „Optimierter Einsatz intumeszierender Anstriche im Stahl-bau“ des Deutschen Ausschuss für Stahlbau DASt wurde über die AiF im Rahmen des Programms zur Förderung der industriellen Gemeinschaftsforschung (IGF) vom Bun-desministerium für Wirtschaft und Technologie aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestages gefördert. Hierfür bedanken sich die Forschungspartner.

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



Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510231

1 Bauzeitverzögerungen – Heraus-forderung für die kaufmännische Projektabwicklung

Gäbe es die nach oben offene Richter-Skala nicht nur für Erdbeben, sondern auch für Zivilprozesse, die Stärke 7 auf dieser Richter-Skala wäre bei Bau-prozessen schnell überschritten. Bau-ablaufstörungen und Bauzeitverlänge-rungen führen zu den ärgerlichsten, schwierigsten und langwierigsten ge-richtlichen Auseinandersetzungen. Das gilt nicht zuletzt für Projekte mit Stahl-bau-Anteil: Die Stahlbauleistungen hängen wesentlich von bauseitiger Pla-nung und Vorleistungen ab. Zur Stahl-bau-Montage kommt es erst relativ spät, bis dahin können sich die Pro-bleme bereits akkumuliert haben und der Stahlbau-Unternehmer hat es aus-zubaden. Seine Mehrkosten-Forderun-gen kann der Auftragnehmer im We-

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 Bauzeitverlän-gerungen und damit zu Mehrkosten für den Auftragnehmer kommen. Das Stahlbau-Unter-nehmen steht in der Liefer- und Leistungskette weit hinten, sodass sich zeitliche Verzöge-rungen der vorangegangenen Werke vor allem bei ihm kumulieren. Aus der Bauzeitverzö-gerung 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 las-sen 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 erec-tion 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 draft-ing of the contract, including stipulations on alternative dispute resolutions.

sentlichen auf drei verschiedenen rechtlichen Anspruchsgrundlagen auf-bauen. Doch sind deren Voraussetzun-gen unterschiedlich, was er bereits bei der Projektbearbeitung beachten muss.

1.1 Vergütungsanspruch

Belastungen, die sich aus der Bauzeit-verlängerung ergeben, können als Teil des Vergütungsanspruchs angesehen werden. Die Mehrkosten sind dann bei der Bildung eines neuen Preises zu be-rücksichtigen. Dieser neue Preis wird nach den Grundlagen der Preisermitt-lung bewertet (vgl. § 2 Abs. 5,6 VOB/B). Haben sich die kalkulierten Ansätze aufgrund von Änderungen des Bau-entwurfs oder sonstiger Anordnungen des Auftraggebers, die zu der Bauzeit-verlängerung 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 stammen-den Änderungen oder sonstige Anord-nungen handelt. Bei ausweichendem Verhalten des Auftraggebers muss not-falls eine ausdrückliche Anordnung verlangt werden. Berechnet man die Vergütung für die Bauzeitverlänge-rung auf dieser Anspruchsgrundlage, sind die gleichen Anforderungen zu stellen, wie sie auch sonst für Nach-träge aus geänderten oder zusätzlichen Leistungen bestehen. Ausgangspunkt für die Betrachtung ist der Zeitpunkt des Vertragsschlusses bzw. die dem Vertragsschluss zugrunde gelegte Ur-kalkulation des Auftragnehmers.

1.2 Schadensersatzanspruch

Daneben (einige sagen stattdessen, wieder andere lehnen den Vergütungs-anspruch ganz ab) besteht die Mög-lichkeit, den Auftraggeber wegen Be-hinderung auf Schadensersatz in An-spruch zu nehmen (vgl. § 6 VOB/B). Die Berechnungsmethode ist eine an-dere als bei den Nachträgen aus geän-derter oder zusätzlicher Leistung. Hier wird betrachtet, welche Vermö-genssituation der Auftragnehmer ge-habt hätte, wenn es die Bauzeitverlän-gerung nicht gegeben hätte. Diese Ver-mögenssituation wird verglichen mit der Vermögenssituation, die nun nach der Bauzeitverlängerung für den Auf-tragnehmer entstanden ist (Vorher/Nachher-Vergleich). Bei dieser Me-thode kommt es auf die ursprüngliche Kalkulation nicht entscheidend an. Der Auftragnehmer macht die tatsäch-lichen Kosten, die ihm aus der scha-densstiftenden Handlung entstanden sind, geltend. Nach § 6 VOB/B muss sich der Auftragnehmer allerdings ge-

Bauzeitverzögerungen bei StahlbauprojektenRechtlicher Rahmen, Konfliktprävention und Konfliktlösung

Peter Hammacher

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P. Hammacher · Bauzeitverzögerungen bei Stahlbauprojekten – Rechtlicher Rahmen, Konfliktprävention und Konfliktlösung


sein, damit der Auftraggeber sie nach-vollziehen und ihnen folgen kann. Die von der Rechtsprechung entwi-ckelten Voraussetzungen sind aber kein Selbstzweck! Sie dienen insbe-sondere nicht dazu, dem Auftraggeber und seinen Architekten die pauschale Kürzung von Nachträgen zu erleich-tern. Gerade der öffentliche Auftrage-ber ist an das Gesetz gebunden. Lei-der zeigt sich in der Praxis ein Trend, die Prüfung von Nachträgen den be-auftragten Architektur- und Ingeni-eurbüros zu überlassen. Hier muss ein Wandel erfolgen, denn die Nachträge sind nicht selten auf Änderungen des Bauentwurfs oder sonstige Anordnun-gen 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 Ingeni-eurbüro damit zum Richter in eigener Sache, was unsere Gesellschaft ethisch und rechtlich ablehnt. Diese Zumu-tung sollte den Architektur- und Inge-nieurbüros künftig erspart werden!

Die Parteien sollten für ein bau-begleitendes Konfliktmanagement sorgen. Kostenprobleme, die sich wäh-rend der Bauabwicklung ergeben, können vorab und sofort sehr viel bes-ser geregelt werden, als wenn erst im Nachhinein im Rahmen der Schluss-abrechnung gestritten werden muss. Ein neutraler Dritter kann hierbei hel-fen. Es gibt hierzu verschiedene Ver-fahrensangebote, die dem jeweiligen Bauprojekt angepasst werden kön-nen. 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 erge-ben sich hieraus für den Projektleiter im Stahlbau?

3.1 Allgemeine Anforderungen

n Dem Auftragnehmer wird es nur dann möglich sein, Forderungen we-gen Bauzeitverlängerung erfolgreich durchzusetzen, wenn er über eine aus-gezeichnete Dokumentation verfügt. Das lässt sich nicht nebenbei machen; eine baubegleitende Unterstützung ist

höherer Beschaffungspreise auf dem Weltmarkt. Nach der BGH-Recht-sprechung (BGH 2009-05-11, NJW 2009,2443), ist hier analog § 2 Abs. 5 VOB/B vorzugehen, mit zahlreichen Besonderheiten, die bei der Vorberei-tung 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 wer-den muss, wer dieses Risiko trägt. Ein wichtiger Fall ist hier das so genannte Baugrund-Risiko, oder – bezogen auf den Stahlbau – das Risiko, dass das Be-standsgebäude, an das die Stahlbau-konstruktion ansetzen soll, Probleme aufweist, die zu Mehrkosten beim Auf-tragnehmer, insbesondere durch da-durch hervorgerufene Bauzeitverzöge-rungen 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 her-gibt, muss der Nachtrag entsprechend der hierzu bisher ergangenen Recht-sprechung aufbereitet werden.

2 Konflikt-Prävention

Die Baubeteiligten verdienen ihr Geld mit ihrem Kerngeschäft und nicht mit Bauprozessen. Es ist deshalb im bei-derseitigen Interesse, Baustreitigkei-ten zu vermeiden. Eine sorgfältige Pla-nung des Auftraggebers, eine unmiss-verständliche Leistungsbeschreibung und ein offener und fairer Umgang können wesentlich dazu beitragen. Bereits bei Vertragsschluss sollten sich die Parteien intensiv darüber Gedan-ken machen, wie sie mit den Proble-men der Bauzeit umgehen wollen. Die bloße Vereinbarung eines Standard-Regelwerks, 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 Proce-dere, in das sowohl Auftragnehmer als auch Auftraggeber und deren jeweilige Erfüllungsgehilfen einbezogen wer-den. Das Thema Prüf- und Hinweis-pflicht an den Schnittstellen der ein-zelnen Verantwortungsbereiche spielt dabei eine wesentliche Rolle [1].

Nachträge, die auf Bauzeitverlän-gerung beruhen, müssen gut begründet

fallen lassen, dass kein Gewinn ersetzt wird. Da es sich um einen Schadens-ersatzanspruch handelt, muss der Auf-tragnehmer auch darlegen, dass der Auftraggeber seine vertraglichen Ver-pflichtungen schuldhaft verletzt hat. So führt zum Beispiel schlechtes Wet-ter, das eine Bauzeitverzögerung mit sich bringt, nicht zu einem Schadens-ersatzanspruch. Auch muss sich nach einer verbreiteten Rechtsmeinung der Auftraggeber Versäumnisse oder Ver-fehlungen anderer von ihm beauftrag-ter Unternehmen in der Regel nicht zurechnen lassen, sofern er sie nicht gerade zur Erfüllung seiner vertragli-chen Pflichten gegenüber dem Auftrag-nehmer einsetzt. Ursache und Wirkung müssen sauber dokumentiert und he-rausgearbeitet werden.

1.3 Entschädigungsanspruch

Schließlich kann sich ein Anspruch auf angemessene Entschädigung ergeben, wenn der Auftraggeber seiner Mitwir-kungspflicht nicht nachgekommen ist (§ 642 BGB). Dieser Anspruch gehört zu den in Literatur und Rechtspre-chung 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 fehlen-den Mitwirkungshandlung des Auftrag-gebers beruhen, sehen die anderen hier lediglich eine Erstattung für vorgehal-tene Geräte, Material, Personal etc. für die Dauer des Annahmeverzuges. Hin-gegen sollen z. B. Kostensteigerungen, die sich aus der Bauzeitverzögerung ergeben, nach anderen Grundsätzen behandelt werden. Je nachdem, wel-cher Theorie man folgen möchte, erge-ben 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 Bau-zeitverzögerung aus Gründen, die in der Sphäre des Auftraggebers liegen, kommen sodann Spezialfälle bei der öffentlichen Auftragsvergabe, wenn der Zuschlag erst später als ursprüng-lich vorgesehen erteilt wird und sich bereits durch diese Verzögerung Kos-tenerhöhungen ergeben, z. B. aufgrund


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bei größeren Projekten unabdingbar. Ein strukturiertes Verfahren, unter Einsatz sinnvoller Formblätter, Mess- und Dokumentationstechniken muss dafür sorgen, dass der Auftragnehmer seiner Beweislast in vollem Umfange nachkommen kann unter besonderer Berücksichtigung der unterschied-lichen Anforderungen für unter-schiedliche Anspruchsgrundlagen: Wer etwas haben will, muss die Vor-aussetzungen dafür darlegen und be-weisen, dass ihm der behauptete An-spruch auch zusteht [3].n Aufgrund der rechtlichen wie tat-sächlichen Schwierigkeiten im Zusam-menhang mit der Bauzeitverlängerung empfiehlt sich die frühzeitige Einschal-tung von Experten. Es gibt Bausachver-ständige, die sich auf Bauzeitverlänge-rung spezialisiert haben. Diese können sowohl als von beiden Seiten beauf-tragte Konflikt-Manager tätig werden als auch als Privatgutachter, z. B. zur Unterstützung bei der Aufbereitung der notwendigen Claims. Eine fundierte ju-ristische Hilfe wird allerdings dadurch nicht entbehrlich werden.

3.2 Zum Ablauf und zur haftungs-begründenden Kausalität

n Die Behinderungen müssen – bei Geltung des § 6 VOB/B schriftlich – angezeigt werden, auch wann sie wie-der entfallen, um den tatsäch lichen 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 Ge-richte verlangen bei Bauzeitverzöge-rungen Darlegungen zum geplanten Personalbedarf, andere die Darlegung, dass die geplante Bauzeit ohne die Ein-wirkungen von außen hätte eingehal-ten werden können. n Anschließend muss ein neuer Soll-Ablauf dargestellt werden, der solche Effekte berücksichtigt, die nicht dem Auftraggeber angelastet werden kön-nen, also z. B.– vom Auftragnehmer selbst verur-

sachte Verzögerungen– Mehrleistungen, die der Auftragneh-

mer in Auftrag bekommen hat. Wenn er diese Anordnung entgegen-nimmt, ohne gleichzeitig darauf hin-zuweisen, dass diese Ausführung

weitere Kosten aufgrund der damit verbundenen Bauzeitverzögerung verursachen könnten, die mit den geänderten Einheitspreisen nicht ab-gedeckt werden, kann dies zum Ver-lust des Anspruchs führen.

– Maßnahmen sind darzustellen, die der Auftragnehmer im Rahmen sei-ner Schadensminderungspflicht er-griffen hat, z. B. Umstellung des Fer-tigungs- und Montageablaufs, ander-weitiger Einsatz der Arbeitskräfte und/oder Verbrauch von Pufferzeiten.

n Diesem so aktualisierten Soll-Ablauf ist nun der tatsächliche Ist-Ablauf ge-genüberzustellen. Was im Einzelnen bei diesem Soll/Ist-Abgleich zu berück-sichtigen ist, wird von den Baubetrieb-lern sehr unterschiedlich beurteilt. Wenn aber schon die Experten sich nicht einig sind, wird auch der Projekt-leiter an seine Grenzen stoßen.n Es muss dargelegt und bewiesen wer-den, dass die Bauzeitverzögerung von dem Auftraggeber verursacht wurde. Behauptete Pflichtverletzungen des Auftraggebers bzw. seiner Erfüllungs-gehilfen müssen nachgewiesen werden.

3.3 Zu den Mehrkosten

n Es versteht sich von selbst, dass sämtliche geltend gemachten Kosten auch belegt werden müssen. So müs-sen auch die Einkaufspreise belegbar sein, wenn später erhöhte Beschaf-fungskosten geltend gemacht werden sollen (welcher Preis für Lagerware?). Der Rückgriff auf Angaben des statisti-schen Bundesamtes reicht nicht aus. Es muss unter Umständen sogar darge-legt werden, warum die benötigte Ge-samtmenge nicht vorab bestellt wer-den konnte, um Mehrkosten zu ver-meiden (OLG Köln NJW 2013,3039).n Der erhöhte Personalaufwand schlägt sich im Stahlbau besonders stark nie-der. Wichtig ist hier eine Zeiterfassung, die so aussagefähig ist, dass notfalls ge-nau nachvollzogen kann, welcher Mit-arbeiter 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 Bauzeitverzö-gerung vereinbarte Abschlagszahlun-gen nicht gezahlt, muss der Auftrag-nehmer unter Umständen zusätzliche finanzielle Dispositionen treffen. Die Kosten für die Aufnahme eines Zwi-

schenkredits oder die Inanspruch-nahme eines Überziehungskredits kön-nen in die Abrechnung fließen, müssen aber sauber dokumentiert sein. Glei-ches gilt für die Kosten nicht zeitge-recht zurückgegebener Sicherheiten.n Wenn später behauptet wird, dass es zu einer Unterdeckung bei den Ge-meinkosten gekommen ist, müssen Soll und Ist der Gemeinkosten darge-legt werden. Eine pauschale Zuschlags-kalkulation, die nicht zwischen den unterschiedlichen Gemeinkosten-Ar-ten differenziert, ist schwerer zu vertei-digen als eine detaillierte Kalkulation.n Ob auch eine Vergütung für die Be-arbeitung von Nachträgen verlangt werden kann, ist höchst umstritten. Auf jeden Fall empfiehlt es sich, wäh-rend des Projektes den Zeitaufwand auch der Projektleitung und des kauf-männischen 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.

Stahlbau-Projekte lassen sich nur bei kooperativem Verhalten konfliktfrei abwickeln. Stehen die Zeichen auf Konflikt, sollten die zur Verfügung ste-henden Instrumente der Konfliktbear-beitung 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 Stahlbau-Unternehmen seiner Darlegungs- und Beweislast nachkommen kann.

Literatur

[1] Hammacher, P.: Prüf- und Hinweis-pflichten – Bauvertrag – Werkvertrag – Werklieferungsvertrag 2013. Heidel-berg: GHC-Verlag und Seminare 2013.

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

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

Autor dieses Beitrages:Dr. Peter Hammacher,Rechtsanwalt – Mediation – Schiedsverfahren,Hangäckerhöfe 7, 69126 Heidelberg,[email protected]


Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510236


Treten Bauverzögerungen ein, sind die Durchsetzung berechtigter Ansprüche und die Abwehr unberechtigter Forderungen wesentliche Ziele des Vertragsmanagements. Bau-zeitenclaims bilden hierbei die sachliche Grundlage für die Durchsetzung von Bauzeit-verlängerungs- und Kostenausgleichsforderungen im Rahmen von Verhandlungen zwi-schen den Vertragspartnern. Für eine prozessuale Auseinandersetzung werden solche Claims gutachterlich aufbereitet und sind als substantiierter Parteienvortrag von den Ge-richten 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 Zeit-ansätze zugrunde. Gerade im Stahlbau mit einem hohen Leistungsanteil außerhalb der Baustelle fehlen dem Auftraggeber häufi g nachvollziehbare Angaben zur Prüfung sol-cher Forderungen. Zur Herbeiführung zeitnaher Vertragsmodifi kationen – neue Ausfüh-rungsfristen, 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 wirtschaftli-cher 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 justifi ed claims and the dismissal of unjustifi ed 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 specifi c time factors. With particular regard to steel construction where a high share of works is per-formed 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. Notifi cation after delays have occurred often results in mis-trust between the parties.

1 Risiko Bauzeit

Neben den Baukosten, der Qualität der Konstruktion und Ausführung ge-winnt im Wettbewerb des Projekt-geschäfts die Bauzeit zunehmend an Bedeutung. Abweichungen vom ver-traglich vereinbarten Bau-Soll stellen heute den Regelfall bei der Durchfüh-rung komplexer Bauprojekte dar. Dies hat zur Folge, dass bereits einzelne

Störungen im Bauablauf zu langwieri-gen, den Projektablauf nicht fördern-den Auseinandersetzungen zwischen Auftraggeber und Unternehmer füh-ren. Für den Auftraggeber führt eine nicht termingerechte Fertigstellung zu Nutzungsausfallzeiten und erhöhten Zwischenfinanzierungskosten. Der Unternehmer kann nur dann wirt-schaftlich erfolgreich agieren, wenn der Bauablauf weitestgehend unge-

stört verläuft. Sowohl für den Auftrag-geber als auch für den Unternehmer bilden Bauzeitverzögerungen erhebli-che wirtschaftliche Risiken. Zur Mini-mierung solcher Risiken auf Unterneh-merseite bedarf es eines auf die Bau-zeit fokussierten Vertragsmanagements.

2 Der bauablaufbezogene Kausalitäts-nachweis

Zur prozessualen Durchsetzung von Bauzeitverlängerungsansprüchen wer-den hohe Anforderungen an die bau-betriebliche Darlegung und Nach-weisführung der eingetretenen Stö-rungen und ihrer konkreten Auswir-kungen gestellt. Mit einem aktuellen Urteil vom 28.01.2014 des OLG Köln wird nochmals die Notwendigkeit, dass Bauzeitverlängerungsansprüche „bauablaufbezogen“ darzustellen sind, unterstrichen. Die theoretische Fort-schreibung des Bauablaufes ohne Be-rücksichtigung des tatsächlichen Ge-schehens auf der Baustelle genügt den Anforderungen nicht. Es ist nachzu-weisen, dass sich behauptete Behinde-rungen – diese können sich u. a. aus fehlender Baufreiheit, unvollständigen Ausführungsunterlagen oder Ände-rungsanordnungen zum Leistungs-Soll des Auftraggebers begründen – tat-sächlich zeitverschiebend ausgewirkt haben. Eine auf Basis der Netzplan-technik berechnete Verlängerung, die alleine das vertragliche Bau-Soll und einzelne Störungsereignisse erfasst, ist als theoretische Betrachtung zu wer-ten und damit unzureichend.

Kernforderung ist der konkrete Nachweis eines tatsächlichen Zusam-menhangs zwischen Störungsereignis-sen und hierdurch bewirkter verzö-gerter Bauausführung. Im o. g. Urteil werden neben dem „bauablaufbezoge-

Bauzeitverzögerungen im StahlbauAnforderungen an die Darlegung von Ansprüchen

Peter Pietschmann

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P. Pietschmann · Bauzeitverzögerungen im Stahlbau – Anforderungen an die Darlegung von Ansprüchen


– Hinweise auf besondere Ereignisse – Erfassung der Planeingänge

Die mangelfreie und termingerechte Erbringung der Bauleistung stellen zentrale Pfl ichten des Unternehmers dar. Die Erfassung des Leistungsstands bildet daher einen wesentlichen Be-standteil der baubegleitenden Doku-mentation. Ohne eine zeitnahe Erfas-sung des tatsächlichen Ablaufs lassen sich keine aussagefähigen Angaben zu eingetretenen Störungen und ihren Auswirkungen machen. Im Stahlbau fi ndet ein hoher Leistungsanteil in der Fertigung statt, so dass entsprechende Aufzeichnungen ebenfalls dort vorzu-nehmen sind.

3 Turnusmäßige Soll-Ist-VergleicheBasierend auf den Leistungsstufen 1 und 2 erfolgt der Vergleich zwischen den Soll-Vorgaben und dem tatsäch-lichen Ablauf. Die Leistungsstufe 3 stellt eine klassische Conrollingauf-gabe dar.

4 Analyse der StörungsursachenIm Hinblick auf den Verursacher einer Störung werden unterschieden: – vom AG zu vertretende Störungen:

Änderungen des Bauentwurfs im Sinne des § 1 Abs. 3 sowie zusätzliche Leis-tungen 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 Ausführungs-unterlagen – sowie fehlende Mitwir-kungspfl ichten, die der AG schuldet, wie z. B. die Schaff ung von Baufrei-heit.

– vom Unternehmer zu vertretende Störungen:

Laut § 5 Abs. 1 VOB/B hat der Unter-nehmer die Ausführung nach den Ver-tragsfristen zu beginnen, angemessen zu fördern und zu vollenden. Der Un-ternehmer ist demnach verpfl ichtet, seine Leistungen entsprechend den terminlichen Vorgaben zu erbringen und die hierfür erforderlichen Voraus-setzungen, hierzu gehört u. a. ausrei-chender Personal- und Geräteeinsatz, zu schaff en. Unterlässt er dies, sind die terminlichen Folgen von ihm zu tragen.

– von keiner Vertragspartei zu vertre-tende Störungen:

§ 6 Abs. 2 VOB/B führt als solche Störungen Streik, höhere Gewalt und

auf Bauzeitverlängerung –, die Stufe 6 umfasst den Nachweis der Anspruchs-höhe. Die Leistungsstufen überschnei-den sich teilweise mit dem Projekt-controlling, so dass klare Verantwor-tungsbereiche und Schnittstellen durch die Projektverantwortlichen festzule-gen sind; zu den Leistungsstufen im Einzelnen:

1 Analyse und Aufbereitung des vertraglichen Bau-Soll

Ziel der 1. Stufe ist es, einen detaillier-ten Terminplan als Grundlage für den geplanten Bauablauf zu erhalten; hier-bei sind zu berücksichtigen: – geschuldete Bauleistung (Bau-Soll) – erforderliche Planungsleistungen

einschließlich Abläufe zur Planprü-fung

– technologische Abhängigkeiten in-nerhalb der Herstellungsprozesse und angrenzender Leistungen

– Ressourcen (Personal, Geräte, Ma-terial etc.)

– auftraggeberseitige Vorleistungen (Ausführungsunterlagen, Baufrei-heit etc.)

Vom Vertragsmanagement sind die oft komplexen, der Montage vorauslau-fenden Prozesse der Werk- und Mon-tageplanung sowie der Fertigung und Materiallogistik zu analysieren und entsprechend in der Terminplanung zu berücksichtigen.

Häufi g enthalten Bauverträge ei-nen Passus, nach dem vom Unter-nehmer innerhalb von vier bis sechs Wochen ein detaillierter Terminplan vorzulegen ist. Dies sollte unterneh-merseitig als Chance begriff en wer-den, da somit eine gemeinsame ver-tragliche Basis für den weiteren Ab-lauf und die Bewertung von Störungen vorliegt. Ausgangspunkt von Streitig-keiten bei der Bewertung von Stö-rungsauswirkungen ist die Frage des zugrunde zu legenden Soll-Ablaufs.

2 Regelmäßige Erfassung des Bau-Ist

Unternehmerseitig sind zu erfassen: – Leistungsstand – ausgeführte Arbeiten – Anzahl und Arbeitszeiten des ein-

gesetzten Personals und Geräte – oder des nicht eingesetzten aufgrund von Störungen

– Materiallieferungen und -transporte – Witterungsbedingungen auf der

Baustelle

nen Kausalitätsnachweis“ weitere, er-hebliche Anforderungen an die Nach-weisführung von Bauzeitverlängerungs-ansprüchen verlangt. Danach muss der Unternehmer nachweisen, dass – die Bauzeit bei ungestörtem Bauab-

lauf mit den kalkulierten Mitteln eingehalten worden wäre

– er zum Zeitpunkt des Störungsein-tritts leistungsbereit war

– die Störung nicht von ihm selbst verursacht war

– es keine Umstände gegeben hat, die gegen eine Verlängerung der ver-traglich vereinbarten Bauzeit spre-chen. Solche Umstände können die Nutzung von Puff erzeiten oder die Umstellung des Bauablaufes sein.

Das Gericht weist ausdrücklich dar-auf hin, dass allgemeine Grundsätze und Schätzungen zur Nachweisfüh-rung unzureichend sind. Dies bedeu-tet u. a. auch, dass Literaturwerte zur Abschätzung von Effi zienzverlusten kein geeignetes Mittel zum Nachweis tatsächlich eingetretener Verzögerun-gen sind. Die gestellten Anforderun-gen zur Anspruchsdarlegung lassen sich nur dann erfüllen, wenn die ent-sprechenden Sachverhalte baubeglei-tend dokumentiert und im Sinne des Kooperationsgebots dem Auftragge-ber zeitnah kommuniziert werden. Bei komplexeren Maßnahmen wird hierzu ein auf die Bauzeit fokussiertes Ver-tragsmanagement erforderlich sein.

3 Erforderliche Leistungen des auf die Bauzeit fokussierten Vertrags-managements

Die im Rahmen des baubegleitenden Vertragsmanagements zu erbringen-den Leistungen umfassen:1. Analyse und Aufbereitung des ver-

traglichen Bau-Soll2. Regelmäßige Erfassung des Bau-Ist3. Turnusmäßige Soll-Ist-Vergleiche4. Analyse der Störungsursachen5. Zeitliche Bewertung der Soll-Ist-

Abweichungen6. Kostenmäßige Bewertung der Soll-

Ist-Abweichungen

Die Leistungen bauen zeitlich und lo-gisch aufeinander auf. Hervorzuheben ist, dass erst nach Durchlaufen der Leistungsstufen 1 bis 5 Kostenaus-gleichsforderungen zu bewerten sind. Die Stufen 1 bis 5 bilden den Nach-weis dem Grunde nach – Anspruch


P. Pietschmann · Bauzeitverzögerungen im Stahlbau – Anforderungen an die Darlegung von Ansprüchen


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 fi ndet, außer bei der Frage der Aus-kömmlichkeit, keine Berücksichti-gung.

– § 287 ZPO „Schadensschätzung“:Liegen keine konkreten Kostennach-weise vor, besteht die Möglichkeit ei-ner qualifi zierten Schadensschätzung. Hierbei sind das Baugeschehen und die Angemessenheit unter Heranzie-hung der unternehmerischen Kalkula-tion zu berücksichtigen.

Autor dieses Beitrages:Dr.-Ing. Peter Pietschmannö. b .u. v. Sachverständiger für Baupreisermittlung und Abrechnung im Hoch- und Ingenieurbau sowie BauablaufstörungenKurfürstendamm 22610719 [email protected]

Witterungseinfl üsse, mit denen der Un-ternehmer bei Auftragserteilung nor-malerweise nicht rechnen konnte, auf.

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

5 Zeitliche Bewertung der Soll-Ist-Abweichungen

Zunächst sind die Einzelstörungen mit ihren konkreten Auswirkungen auf den Bauablauf festzustellen. Hier-bei sind die Aufzeichnungen aus der 2. Leistungsstufe heranzuziehen. Die Gesamtbetrachtung aller Störungen mit ihren jeweiligen Verursachern er-folgt auf Basis der Netzplantechnik mittels Kritischer-Weg-Analyse. Bezo-gen auf die Verursacher sind zunächst die jeweiligen Verzögerungsanteile und dann der zu fordernde Bauzeit-verlängerungsanspruch zu ermitteln. Hierbei hat auch eine Bewertung von verbrauchten und noch bestehenden Zeitpuff ern zu erfolgen.

6 Kostenmäßige Bewertung der Soll-Ist-Abweichungen

Infolge von Bauablaufstörungen und dadurch verursachter Bauverzögerun-

gen entstehen regelmäßig Mehrkosten für: – aufsichtführendes Personal (Baulei-

ter und Poliere) – Baustelleneinrichtung – Lohnkosten beim gewerblichen Per-

sonal durch Ineffi zienz – Vorhaltekosten für Baugeräte – Allgemeine Geschäftskosten (AGK) – Kostenerhöhungen für Personal und

Material

Stahlbautypisch sind zudem erhöhte – Fertigungs- und Materialgemein-

kosten – Lohnkosten in der Fertigung

In Abhängigkeit der rechtlichen An-spruchsgrundlage – Vergütung, Ent-schädigung oder Schadensersatz – be-stehen für die Kostenforderung nach-folgende Berechnungsmethoden:

– auf Basis des Vertragspreisniveaus:Bei AG-seitigen Anordnungen zur Mo-difi kationen des Leistungs-Solls erfolgt die Berechnung der Mehrkosten nach § 2 Abs. 5 und 6 VOB/B auf Basis der Vertragspreise. Hierbei sind die Kos-tenangaben in der Kalkulation zum Angebot Berechnungsbasis.

– Bewertung nach angemessenen Preisen:

Die Berechnung der Kosten erfolgt auf Basis von üblichen bzw. angemes-senen Preisen. Hierbei sind Zeitpunkt

Firmen und Verbände

Merkblatt 110 der Wirtschafts-vereinigung Stahl überarbeitet

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

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

Die Stahlhersteller liefern oberfl ä-chenveredeltes Feinblech in Form von Tafeln oder Bändern (Coils). Verarbei-tende Industrie und Handwerk stellen daraus Endprodukte her. Dabei werden vielfältige Fertigungsverfahren einge-setzt.

Das grundlegend überarbeitete Merk-blatt „Schnittfl ächenschutz und kathodi-sche Schutzwirkung von oberfl ächen-veredeltem Stahlfeinblech“ behandelt die Entstehung von Schnittfl ächen durch Schervorgänge beim Zerteilen

oder Beschneiden der Bänder und Ble-che. Eingehend beschrieben werden Korrosionsverhalten und Schutzwir-kung 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 oberfl ächenveredel-tem Feinblech.

Die Publikation kann in Einzelexem-plaren kostenfrei bei der Wirtschaftsver-einigung Stahl bestellt werden und steht unter www.stahl-online.de (Service/Pub-likationen/Merkblätter) zum Download bereit.



Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510228

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 ge-plant und befindet sich zurzeit im Bau. Das Bauwerk unterliegt einem extrem hohen Erdbebenrisiko. In Verbindung mit der extre-men Schlankheit des Gebäudes und seinem außergewöhnlichen Aussteifungssystem hat dies zu einem Tragwerk im Verbundbau geführt, das einmalig ist. Zur Absicherung der notwendigen seis-mischen Sicherheit dieses Millennium-Monuments mussten die aufwendigsten Verfahren der Planung in Erdbebengebieten ange-wandt 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 compos-ite structure with an unusual concept to withstand lateral loading. In order to ensure the necessary seismic safety of this millenni-um’s monument the most sophisticated seismic design proce-dures 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 ge-plant. Eine allgemeine Beschreibung des Bauwerks befin-det 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 Grund-riss 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 außer-gewöhnliches Aussteifungssystem konzipiert. Im Folgen-den werden das Bemessungskonzept, die rechnerischen Verfahren und einige relevante Tragwerkseigenschaften beschrieben. Der Planung wurden die europäischen Nor-men zugrunde gelegt [2].

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 Erdbebeningenieur-wesen (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 hori-zontalen Kragarmbiegung entspricht, beträgt etwa 3,7 s. Die erste Torsionseigenperiode beträgt 1,1 s. Wäre die seis-mische Antwort des Bauwerks elastisch, betrüge die Ge-samterdbebenkraft bei der Grundeigenperiode ca. 28 % des Gewichtes des oberirdischen Teils des Bauwerks. Sol-che Kräfte sind offenkundig unaufnehmbar. Das Tragwerk muss daher ein ausreichendes Duktilitätsvermögen besit-zen, um die Dissipation der vom Bemessungserdbeben in-duzierten Energie mittels beträchtlicher plastischer Verfor-mungen abzusichern. Dafür wurden die fortgeschrittensten

Das Minarett der Großen Moschee von Algerien – Ein Tragwerk der besonderen Art

Dan ConstantinescuDietlinde KöberJan Akkermann

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

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


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 ermögli-chen. 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 Wi-derstand für Erdbeben zu erreichen, musste die gesamte Gebäudebreite durch eine äußere Tube aktiviert werden. Damit beträgt das Verhältnis Höhe zur Breite etwa 10. Die-ses 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 Vierendeel-Tragwerk entstanden. Um die Umlagerung der hohen in-neren Kräfte aus den Fassaden-Stahlverbänden in die Stahlbetonkerne – und zurück – zu umgehen, wurde ein Stahltragwerk innerhalb der Außenwände der Kerne vor-gesehen (s. die einbetonierten diagonalen, horizontalen und vertikalen Stäbe in Bild 2b), das eine stahlbaumäßige Weiterleitung der Kräfte der Fassaden-Stahldiagonalen ab-sichert. Somit wurde ein kombiniertes Aussteifungssystem erstellt, welches aus einem Rahmen (Kerne mit koppeln-den Deckenunterzügen) und einem räumlichen Fachwerk besteht (Bild 4). Das Zusammenwirken dieser beiden Kom-ponenten 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 hervor-gerufen wird, produziert Normalkräfte N und Biegemo-mente 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. We-gen 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).

Konzepte und die komplexesten Berechnungsverfahren nach [4] angewandt.

3 Das Tragwerk

Das Minarett, welches ein Museum für Nationale Ge-schichte, ein Kunstmuseum und ein Forschungsinstitut be-herbergen wird, ist funktional in fünf Blöcke von je fünf Stockwerken mit einer Geschosshöhe von 5,85 m geglie-dert (Bild 2a). Die Blöcke werden durch Sky Foyers ge-trennt, deren Höhe 11,7 m beträgt. An der Spitze des Mina-retts befindet sich der für den Maghreb typische Soummah-Turm, 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 Stahl-betonkerne, die vom Erdgeschoss bis zum Fuß des Soum-mah-Turms verlaufen (Bild 2b). Sie haben einen quadrati-schen Querschnitt, dessen Länge der Außenseiten zwi-schen 7,75 m am Gebäudefuß und 7,5 m an der Spitze variiert. Die Stahlbetondecken sind als Trägerroste her-gestellt (Bild 3). Die in blau dargestellten Hauptunterzüge gehören ebenfalls zum Aussteifungssystem, da sie die Stahl-

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

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

a. b.




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 äuße-ren Wänden des Minaretts als auch zwischen den inneren. Die inneren Koppelwände dienen auch zur Auflagerung des Soummah-Turms auf den Kernen. Diese Koppelwände wur-den in Verbundbauweise geplant. Sie enthalten Stahldiago-nalen, 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 verbun-den (Bild 2b). Die Stahlprofile der koppelnden Innenwände leiten die inneren Kräfte an die Kernwände mittels Kopfbol-zendübel über zwei Geschosse weiter.

Im Bereich der Untergeschosse wurde ein steifer Kas-ten 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 äuße-ren 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 AussteifungssystemsFig. 4. Combined lateral stiffening system

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

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

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




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 her-vorgerufen wird. Das Tragwerk wird seismisch mit den Kräften belastet, die die HD-Elemente tragen können. Glei-chermaßen gilt, dass je früher ein HD-Element fließt, desto höher sollte seine plastische Verformbarkeit sein. Die seis-mische 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 zusam-men, d. h. mit der Verschiebung beim Eintreten eines maß-gebenden Versagens ([3], [5]).

Da sich die Kapazitätskurve nur mithilfe sehr aufwen-diger Berechnungen ermitteln lässt, wird die seismische Si-cherheit im Normalfall durch quasi-statische, elastische Be-rechnungsverfahren nachgewiesen, wobei die Norm nicht nur das Niveau der Tragfähigkeit anhand des Verhaltensfak-tors q vorschreibt, sondern auch zusätzliche Anforderungen (Auflegungsbedingungen, konstruktive Regeln und auch rechnerische Nachweise für die Bauteile), die die Absiche-rung der o. g. Bemessungsphilosophie bezwecken ([3], [5]). In besonderen Fällen – das Minarett gehört eindeutig dazu, muss das in Bild 8 beschriebene Verfahren angewandt wer-den. Dabei müssen die wichtigsten Tragelemente gemäß den o. g. Kategorien bemessen werden. Im Fall des Mina-retts wurden diese Elemente wie im Bild 9 kategorisiert.

Als seismische Sicherungen wurden die zentralen Be-reiche 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 Fes-tigkeit 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 star-ken Erdbeben notwendig wird.

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

4 Bemessungskonzept

Die Planung des Minaretts wurde entscheidend vom extrem starken Erdbebenrisiko des Standortes und vom Bauher-renwunsch, 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 duk-tilen Bauteile mit einer hohen Verformbarkeit versehen und die spröde versagenden Bauteile durch Erhöhung ihrer Wi-derstandsfähigkeit geschützt werden. Um die bestmögliche Kombination von Widerstand und Verformbarkeit zu errei-chen, wurden die seismisch relevanten Elemente nach fol-genden Kategorien bemessen:

– hoch dissipative (HD) Elemente:Dazu gehören Tragelemente, die als erste ihren Fließzu-stand 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 Maxi-malwerte der inneren Kräfte begrenzt.

– weniger dissipative (LD) Elemente:Dazu gehören Tragelemente, die niedrige, gegebenenfalls mittelhohe plastische Verformungen während des Bemes-sungserdbebens 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 hö-her wird die Widerstandsfähigkeit. Die notwendige Hierar-chisierung der Widerstände dieser Elemente wurde an-hand der Methode der Kapazitätsbemessung erreicht. Wenn zwei tragwerksrelevante Elemente miteinander ver-bunden 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 glei-che vertikale Verteilung und Richtung hat, sich aber konti-nuierlich 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 Un-vollkommenheiten stellt die Kapazitätskurve zurzeit die einzige praktische Möglichkeit dar, das seismische Verhal-ten eines Bauwerks im plastischen Bereich zu modellieren.

Die Magnitude der inneren Kräfte, die von dem Be-messungserdbeben 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

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




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

5.2 Pushover-Verfahren

Anhand des Pushover-Verfahrens wird sowohl die Kapazi-tätskurve als auch die Zielverschiebung aus Bild 8 ermit-telt. Somit wird überprüft, ob tatsächlich nur die HD-Ele-mente 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 recht-eckige Hohlprofile wirken, am Fuß eingespannt sind. Tür-öffnungen in den Kernwänden wurden – auf der sicheren Seite liegend – nicht berücksichtigt. Das Gewicht der De-cken 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 inner-halb der Betonwände wurden nur dort berücksichtigt, wo sie von Bedeutung für das plastische Verhalten des Bautei-les 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 Stahlbe-tonteils 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 an-hand von bilinearen Kraft-Verformungs-Diagrammen defi-niert (Bild 10). Nach Erreichen der plastischen Bruchdeh-nung wurden 20 % der Bruchkraft als Resttragfähigkeit angenommen.

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

5 Bemessungsverfahren

Zur Absicherung des in den Bildern 8 und 9 beschriebenen Verhaltens wurden folgende analytische Berechnungen nach [4] durchgeführt: das modale Antwortspektrumverfah-ren, 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 Grundrissdiago-nalen) und das Gewicht des Gebäudes wurde entweder um 10 % erhöht oder um 20 % abgemindert, je nachdem wel-cher Fall ungünstiger war.

5.1 Modalanalyse

Die Modalanalyse wurde angewandt, um zu überprüfen, ob die Grenze für die relative elastische Geschossverschie-bung nach [4] (1 % der Geschosshöhe) eingehalten ist und um alle HD-Elemente zu bemessen. Um das plastische Ver-halten des Tragwerks zu berücksichtigen, wurde das elasti-sche Bemessungsantwortspektrum um den Verhaltensfak-tor 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 Längsbeweh-rung der Kernquerschnitte am Fuß und der Koppelunter-züge an deren Enden bemessen.

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

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




Die rote Linie entspricht der Zielverschiebung (ZV in Bild 8). Sie wurde gemäß Anhang B [4] anhand des Bemes-sungsspektrums 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 Pushover-Analyse wurde bis zur 1,5fachen Zielverschiebung durch-geführt.

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 ver-zeichnet, 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 Grundrissdia-gonale 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 so-mit eine grobe Abschätzung des tatsächlichen Verhaltens-faktors 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, wäh-rend die Erdbebeneinwirkung parallel zur Grundrissdiago-nale maßgebend für die Bemessung der Kerne ist. Dies entspricht dem bekannten Verhalten eines Fachwerkmas-tes, wobei im Falle des Minaretts die vier Stahlbetonkerne die Rolle der Gurte und die Fassadendiagonalen, die De-ckenunterzüge und die Koppelwände an der Spitze die Rolle der Füllstäbe übernehmen.

Das Verhalten der Fassadendiagonalen und der Stahl-profile 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 de-nen der Fließzustand eingetreten ist. Die blauen Punkte zeigen die Bereiche, in denen die plastischen Verformun-gen 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 Ziel-verschiebung (ZV) beträgt die größte plastische Verfor-mung 6 % der Bruchverformung und wird im vierten Ver-band 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 bean-spruchten Diagonale etwa 20 % der Bruchverformung. Der erste Verband und die Verbände innerhalb der Koppel-wände an der Spitze bleiben im elastischen Zustand bis zur 1,5fachen ZV.

und Dehnungen gemäß Anhang A angesetzt. Sowohl der Umschnürungseffekt der Querkraftbewehrung als auch der Einfluss der Normalkraft wurden berücksichtigt. Die Be-wehrung 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 Herstellungsbedin-gungen 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 ge-ringer 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 ak-tiv angesetzt. Allerdings, um die Effekte zweiter Ordnung zu berücksichtigen, wurden die Normalkräfte und die Bruchverformungen der auf Druck beanspruchten Diago-nalen auf 80 % beziehungsweise 75 % der Werte, die für die auf Zug beanspruchten Diagonalen ermittelt wurden, abgemindert.

Für die Ermittlung der Bruchdehnungen der Fassaden-diagonalen 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 darge-stellt.

Stahlgüte Fließgrenze in MPa

Bruchfestig-keit in MPa

Bruch-dehnung in %

spezielles S 235 245 307 3

S 355 416 598 –

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

Bild 11. Kapazitätskurven für unterschiedliche Erdbeben-richtungen und vertikale Verteilungen der ErdbebenlastenFig. 11. Capacity curves for different directions of the seis-mic action and distributions of the seismic loads




geschosse und die Gründungselemente) oder Stahlele-mente (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 Koppelunter-züge erläutert.

Gemäß den Eurocodes erfolgt die Bemessung aus der Bedingung

Ed ≤ Rd (1)

wobei bei der Ermittlung von Rd die Materialsicherheits-beiwerte γc = 1,2 für Beton und γs = 1 für Stahl und Bau-stahl angesetzt wurden.

Die Ed-Werte für HD-Elemente werden aus der Modal-analyse übernommen. Bei der Anwendung der Kapazitätsbe-messung erfolgt die Ermittlung des Wertes aufgrund des tat-sächlichen Widerstands Reff des anzuschließenden Elements, indem alle Komponenten des Querschnitts (d. h. zum Bei-spiel 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 übernom-men, die den Verschiebungen in Bild 8 entsprechen, die gleich mit der ZV oder höher sind. Je höher die berücksich-tigen Verschiebungen werden, desto sicherer ist die Bemes-sung dieser Elemente. Auf diese Weise kann eine Hierar-chie der Versagensniveaus erreicht werden.

Die Ed-Werte für die Elemente oder Beanspruchun-gen, die spröd versagen können, wie z. B. die Schrauben-anschlüsse oder die Bemessung von Stahlbetonelementen gegen Querkraftversagen, werden anhand der Kapazitäts-bemessung ermittelt. Hierbei ergibt sich Ed aus dem Reff des anzuschließenden Elements bzw. aus dem Reff des Ele-ments auf Biegung.

6.1 Stahlverbände

Zu diesen Elementen gehören nicht nur die Fassadendia-gonalen, sondern auch die Stahlprofile in den Außenwän-den der Kerne. Die auftretenden Normalkräfte beim Be-messungserdbeben entsprechen den wirklichen Widerstän-den 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 glo-balen Normalkraft aus der Erdbebenantwort des Trag-werks 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 exis-tiert. Sie wird mittels der Kopfbolzendübel auf die rest-lichen Komponenten der Kernwände (Beton und Längsbe-wehrung) übertragen, so dass der lokale Effekt ΔN in einem bestimmten Abstand unterhalb und/oder oberhalb des entsprechenden Knotens verschwindet. Die Kopfbolzen-dübel wurden so bemessen, dass die Übertragung von ΔN auf der Höhe eines Geschosses stattfinden kann. Wenn sich die vertikalen Stahlprofile im elastischen Zustand be-finden, wird ΔN sowohl unterhalb als auch oberhalb des

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 Bruch-rotation

– 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 obe-ren 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 Stahlbe-tonelemente (die Koppelunterzüge, die Wände der Unter-

Bild 12. Der Fließzustand der Fassadendiagonalen für Erd-beben 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-WertesFig. 12. Degree of yielding of the façade bracing for the seis-mic action parallel to the façade with a triangular vertical distribution of the seismic loads. The situations depicted cor-respond to top displacements which are 85 % (a), 100 % (b), 120 % (c), 140 % (d) and, respectively, 150 % of the ZV-value




Der Widerstand Rbd der Schraubverbindungen ent-spricht 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 berück-sichtigt die für eine nicht dissipative Verbindung notwen-dige Überfestigkeit und der Faktor 1,2 berücksichtigt die notwendige Überfestigkeit der Grenzscherkraft (s. [4], Abs. 6.5.5 (5)).

Der Widerstand Rwd der Kehlnahtverbindungen ent-spricht der Gleichung

Rwd ≥ 1,25 · 1,1 · Ewd, (3)

entsprechenden Knotens weitergeleitet. Nachdem die ver-tikalen Stahlprofile fließen, wird ΔN nur oberhalb des ent-sprechenden Knotens weitergeleitet, da dort eine Entla-stung stattfindet.

Typische Details eines Stahlverbandes sind in den Bil-dern 14 (Ansicht) und 15 (Grundriss) wiedergegeben. Das äußere vertikale Element ist an der Zusammenkunft bei-der 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 gele-gen. Um die Schlankheit der Fassadendiagonalen zu redu-zieren, wurde der zentrale Knoten des X-förmigen Ver-bands horizontal an der Decke fixiert. Auf der Baustelle werden nur Schraubverbindungen hergestellt. Ihre Lage wurde unter Betrachtung geometrischer als auch Trans-port- und Montagekriterien bestimmt.

Prinzipiell richtet sich die Bemessung der Quer-schnitte und der Verbindungen in Bild 14 nach der Hierar-chie, 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 hoch-duktilem, 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 Fließ-grenzen der beiden Stahlsorten groß genug ist. Die nicht dissipativen Schraub- und Kehlnahtverbindungen besitzen wiederum eine genügend hohe Überfestigkeit im Vergleich zu den Stahlprofilen.

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

Bild 14. Typische Ansicht eines Stahlverbandes einschließ-lich der einbetonierten TeileFig. 14. Typical elevation of the steel bracing including the steel members embedded within the core wall




6.2 Koppelnde Stahlbetonunterzüge

Alle Koppelunterzüge (s. die blauen Linien in Bild 3) wer-den während des Bemessungserdbebens an ihren beiden Enden und Rändern im plastischen Bereich beansprucht. Zusätzlich zur Biegung, die vom Erdbeben und den Verti-kallasten hervorgerufen wird, werden die äußeren Unter-züge durch ständige Zugkräfte infolge des Bauwerksge-wichtes 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 Stahlbeton-unterzüge. 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 Bezie-hung zwischen NB und Δv bzw. u. Folgende Bezeichnun-gen 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 Unter-zugs berücksichtigt.

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

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 Erd-bebenrichtung (Bilder 17 und 18). Im Fall c werden die beiden Teile gleich belastet, so dass ihre Verbindung span-nungslos 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 Beweh-rung der Kernaußenwände berücksichtigt wurde.

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

Bild 16. Detail eines Eckkno-tens des 3D-StahlfachwerksFig. 16. Detail of the corner joint of the spatial steel truss

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

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




6.3 Verbundkerne

Der Verbundquerschnitt der Kerne (Bild 15) wurde mit Be-ton C50/60, Bewehrungsstahl B500 und Stahl S355 ge-plant. Die erforderliche vertikale Bewehrung wurde von der Biegung diagonal zum Grundriss und die erforderliche horizontale Bewehrung von der Biegung parallel zur Fas-sade bestimmt. Es wurden die Ergebnisse der jeweiligen Pushover-Analysen beim Erreichen der ZV in Bild 11 an-gewandt. Nichtdestotrotz wurde der Verlauf der Umhül-lenden der Biegemomente über die Höhe auch unter Be-rücksichtigung der Ergebnisse der Modalanalyse bestimmt, da die Pushover-Analyse den Einfluss der höheren Eigen-formen nicht korrekt erfasst (Bild 20).

Die vertikale Bewehrung am Fuß des Minaretts wurde vom auf Zug beanspruchten Kern bestimmt. Die Tragsi-cherheit der beiden am meisten beanspruchten Kernquer-schnitte ist in Bild 21 dargestellt, wobei N die dazugehöri-gen Normalkräfte bezeichnet.

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

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

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

Bild 21. Das einwirkende Bemessungsbiegemoment MEd (rot) und das Interaktionsdiagramm der Biegemomentwider-stände MRd (blaue Linie) am Fuß des auf Zug (a), bzw. auf Druck (b) beanspruchten Kerns für das Bemessungserdbe-ben entlang der GrundrissdiagonaleFig. 21. Relationship between the acting design bending mo-ments 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




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

7 Gründungssystem

Zum Gründungssystem gehören der steife Kasten der Un-tergeschosse, 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 hierar-chisiert, dass diese vom Fuß des Minaretts bis zu den Ba-rettes immer größer wurde.

Für die Bemessung der Untergeschosse und der Bo-denplatte 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 Platten-Membran-Elemente modelliert.

Die Kräfte am Fuß des Minaretts entsprechen einer Verschiebung in Bild 11 gleich der 1,5fachen ZV. Die Nor-malkräfte und die biaxialen Biegemomente am Fuße jedes Kerns wurden als äquivalente Vertikallasten an den Kern-ecken eingeleitet. Die Querkräfte am Fuße der Kerne wur-den 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 Kragarmwir-kung infolge der Erweiterung der Untergeschosse in Bezug auf den Grundriss des Turms als auch aus der hohen Erd-bebeneinwirkung ergeben. Zur Aufnahme und Weiterlei-tung dieser Kräfte wurden Wanddicken von bis zu 1,5 m mit bis zu acht Bewehrungslagen (jeweils vertikal und ho-rizontal) benötigt.

Besondere Aufmerksamkeit wurde zwei Aufhängungen gewidmet. Die erste entspricht der Verankerung der Zug-kräfte 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 Mi-naretts auf (Bild 23). Zur nötigen Verankerung wurden Stahl-profile in den Kernwänden der beiden Untergeschosse einbe-toniert und mit Kopfbolzendübel versehen. Weiter wurden die vertikale und horizontale Bewehrung der Wände sowie die Anschlussbewehrung der Bodenplatte entsprechend be-messen, um die auftretenden Zugkräfte aufzunehmen, zu ver-teilen 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 um-laufende Untergeschosswand exzentrisch platziert ist (Bild 7).

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

Verteilung der Erdbebenlasten und einer Verschiebung in Bild 11 gleich der 1,5fachen ZV. Das Verhältnis zwischen den Bemessungswerten der Gesamterdbebenkraft für Quer-kraft 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 Be-wehrung 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. So-wohl das Erdbeben parallel zur Fassade als auch das Erd-beben 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 Kern-wände wurde festgestellt, dass die Wandquerkraft VEd,Wand etwa der relativen Wanddicke entspricht, wenn ein Kor-rekturbeiwert für die äußeren Wände verwendet wird. Für das sogenannte parallele Erdbeben, das maßgebend für die Bemessung ist, ergab sich der auf der sicheren Seite lie-gende 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 ge-

samte Geschosshöhe vorgesehen, ohne den positiven Ein-fluss der Stahlverbände zu berücksichtigen. Eigentlich über-nehmen diese in den Geschossen mit Fassadendiagonalen den Großteil von VEd und in den restlichen Geschossen leisten die einbetonierten Stahldiagonalen und -riegel ei-nen großen Beitrag zu Rwd,Wand. Somit wurden negative

Bild 22. Bemessungslinie der Querkraft des MinarettsFig. 22. Design diagram of the shear forces of 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 Ver-schiebung 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 opti-male Energiedissipation während des Bemessungserdbe-bens anstreben und gleichzeitig diejenigen Tragelemente schützen, die quasi-elastisch bleiben sollen. Zu diesem Zweck wurde die Tragfähigkeit der Elemente so hierarchi-siert, 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 (Un-tergeschosse, Bodenplatte und Barettes). Das Bemessungs-konzept 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 ei-nem sicheren Abstand zu den Bruchwerten befinden.

Am Projekt BeteiligteBauherr:Agence Nationale de Réalisation et de Gestion de la Mos-quée de l’Algérie, Algier (im Auftrag der algerischen Regie-rung)

einer 9 m dicken Bodenplatte besteht und mit den Kräften am Fuß des Minarettturms belastet wurde. Zu der gewähl-ten Dicke der Bodenplatte haben Vergleichsberechnungen geführt, die das Verhalten des Gesamtuntergeschosskas-tens 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 Untergeschossde-cken und der Bodenplatte verwendet wurden. So wurden die äquivalenten Vertikallasten an den Kernecken um den Faktor 1,05 und die horizontalen Kernkräfte um den Fak-tor 1,15 vergrößert. Die größere Erhöhung der horizonta-len Kräfte sollte berücksichtigen, dass der Angriffspunkt der Gesamterdbebenkraft noch tiefer liegen könnte, als in den Pushover-Analysen berechnet. Acht Erdbebenrichtun-gen wurden untersucht, d. h. für beide Richtungen des Erd-bebens parallel zu den Fassaden und zu den beiden Grund-rissdiagonalen. Dies war notwendig, um den Einfluss der räumlichen Ausbreitung der Bodenschichten zu erfassen.

Die Modellierung hat gezeigt, dass der Gründungsbo-den die auftretenden Kräfte aufnehmen kann, und sie hat sowohl die Schnittgrößen entlang der Tiefe als auch die räumlichen Setzungen am Kopf der Barettes geliefert. Da-mit 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.

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

Bild 24. Bodenschichten unterhalb des MinarettsFig. 24. Geotechnical profile underneath the minaret




[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 Bauwer-ken gegen Erdbeben nach Eurocode 8. Anwendung am Bei-spiel internationaler Projekte. Tagungsband Dresdner Stahl-baufachtagung, Dresden 2011, S. 205–252.

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

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

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

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

Autoren dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. Dan Constantinescu, [email protected],Dr.-Ing. Dietlinde Köber, [email protected],Prof. Dr.-Ing. Jan Akkermann, [email protected],KREBS + KIEFER Ingenieure GmbH,Karlstraße 46, 76133 Karlsruhe

Generalplanung:Planungsgemeinschaft KSP Jürgen Engel Architekten, Frankfurt/KREBS+KIEFER International, DarmstadtArchitektur:KSP Jürgen Engel ArchitektenTragwerksplanung:KREBS+KIEFER Ingenieure GmbH, Karlsruhe*Bodengutachten:Smoltczyk & Partner, StuttgartWindgutachten:Wacker Ingenieure, BirkenfeldGeneralunternehmer:China State Construction Engineering Corporation Ltd, Peking/Algier

* hierbei ist der Beitrag der Kollegen K. Golonka, M. Friedrich und M. Neacsu besonders zu erwähnen

Literatur

[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 On-line (http://www.scirp.org/journal/ojce) Archive, 2013, 2A, DOI: 10.4236/ojce.2013.32A004.

Dissertationen

Optimierung von Sandwichwand-bauteilen mit PUR-Kern und Stahl-deckschichten

Dr.-Ing. Aneta Kurpiela(TU Darmstadt)

Sandwichelemente sind heutzutage sehr beliebt und werden vor allem als Ge-bäude hülle für Industriebauten wie Werks- und Logistikhallen oder Kühl-häuser 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 Dacheinde-ckungen von Gebäuden verwendet wer-den. Hierfür sind spezielle Anforderun-gen zu berücksichtigen, die durch die anfallenden Belastungsarten, mögliche Verlegungsvarianten und Herstellungsbe-dingungen entstehen. Im europäischen Raum werden vorwiegend Sandwichbau-teile mit PUR-Kern und Stahldeckschich-ten verwendet. Diese werden in der hier genannten Arbeit betrachtet. Hierbei wird die Optimierung von Sandwichbau-teilen als eine gegenseitige Anpassung

der geometrischen und mechanischen Eigenschaften behandelt. Die so opti-mierten Elemente sollen eine möglichst hohe Beanspruchbarkeit und möglichst geringe Materialkosten aufweisen. Bei dieser Zielsetzung ergibt sich eine Opti-mierungsaufgabe mit zwei konkurrieren-den Zielen. Aus diesem Grund wird die Pareto-Optimierung als Lösungsmethode angewendet. Bevor ein Optimierungsal-gorithmus entstehen konnte, musste im Vorfeld der Einfluss der einzelnen Para-meter auf die Tragwirkung und die Kos-ten der Bauteile definiertet werden. Vor allem die Beschreibung der Tragwirkung der Bauteile in Abhängigkeit von ihren einzelnen mechanischen und geometri-schen Eigenschaften stellt einen wesent-lichen Teil der Arbeit dar. Hierbei wurde insbesondere der Einfluss der einzelnen Parameter auf das Knitterversagen durch mehrere Reihen von mechanischen Ver-suchen näher untersucht. Anhand der Ergebnisse wurde die Knitterspannung in Abhängigkeit von der Geometrie der Deckbleche und der mechanischen Ei-genschaften des Kernmaterials beschrie-ben.

Der aufgestellte Optimierungsalgo-rithmus ermöglicht es, für Bauteile mit

einer bestimmten Geometrieart das opti-male Verhältnis der Tragwirkung und der Materialkosten zu finden. Hierbei können die Randbedingungen hinsicht-lich der Herstellung und Anwendung der Bauteile flexibel definiert werden. Anhand von durchgeführten Optimie-rungsberechnungen wird eine gegensei-tige Anpassung der Bauteilparameter für bestimmte Materialkosten und gegebene Randbedingungen vorgenommen.

Die vorliegende Arbeit liefert ein Ge-samtpaket zur Optimierung von Wand-elementen aus Stahldeckschichten und PUR-Kernschicht: von der Bestimmung der Tragwirkung in Abhängigkeit der einzelnen Eigenschaften über einige „Entwurfsregeln“ für die Ausbildung der Deckblechgeometrien und Empfehlun-gen zur Produktion des Kernmaterials bis hin zur gegenseitigen Anpassung al-ler Optimierungsparameter unter Be-rücksichtigung der entstehenden Mate-rialkosten.

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510234


Der Beitrag gibt einen Überblick über die Ergebnisse des ZUTECH-Forschungsvorhabens FOSTA P815, das sich mit dem Ermüdungs-verhalten von geschweißten K- und KK-Knoten in Fachwerken aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten beschäftigt hat. Im Mittelpunkt des Beitrags stehen die experimentellen und numeri-schen Untersuchungen, die zu Planungs-, Fertigungs- und Bemes-sungsempfehlungen für die Praxis zusammengefasst wurden.

Fatigue-resistant trusses of circular hollow sections with thick-walled 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 summa-rized to recommendations on planning, fabrication and design for practitioners.

1 Einleitung1.1 Anwendungsbereich

Geschweißte Fachwerkstrukturen aus Rundhohlprofilen unter Ermüdungsbeanspruchung weisen eine weite Ver-breitung im Bauwesen und im Maschinen- und Anlagen-bau auf. Dabei zählt der unversteifte K-Knoten (d. h. ohne Knotenbleche) zu einer häufig anzutreffenden Knoten-form, bei der die an einen Gurt anschließenden Streben mit dem Gurt eine K-Form bilden. Man unterscheidet zwi-

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 Konstrukti-onsweisen 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 Verwen-dung eines Gussformteils (Gussknoten, Bild 1d) mittelbar miteinander zu verbinden. Schweißknoten, die Gegen-stand dieses Beitrags sind, besitzen gegenüber der Guss-knotenausführung mehrere wesentliche Vorteile.

Zum Ersten werden durch die direkte Verbindung die Gussformteile eingespart, die aufgrund ihrer individuellen Herstellung einen nicht unwesentlichen Kosten- und Zeit-aufwand verursachen. Zum Zweiten lassen sich die Schweiß-knoten verhältnismäßig zuverlässig während der Nutzungs-dauer auf eventuelle Ermüdungsrisse prüfen, da die Riss-einleitung in der Regel an den Schweißnahtübergängen (Profilaußenseite) beginnt. Damit besteht die Möglichkeit einer frühzeitigen Rissdetektion bei einer Inspektion und einer anschließenden Instandsetzung durch eine Repara-turschweißung mit der Option für eine Ertüchtigung der ermüdungskritischen Tragwerksstellen durch eine Schweiß-nahtnachbehandlung. Zum Dritten wird der Planungs- und Ausführungsprozess gestrafft, da die relativ langen Vorlauf-zeiten 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 Hub-gewichte), 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 ferti-genden Unternehmens, da sich über den Umfang der Gurt-Streben-Verbindung die Nahtform und die Schweißposi-tion kontinuierlich ändern. Im Gegensatz zu Gussknoten, bei denen durch eine günstige Ausformung der Gussform-teile die Schweißnähte aus dem unmittelbaren Knotenbe-reich des Fachwerkknotens herausgeführt werden können, liegen die Schweißnähte bei Schweißknoten unmittelbar im Knotenbereich und damit in einem Bereich hoher Spannungskonzentrationen. Zur Reduktion der Spannungs-

Ermüdungsgerechte Fachwerke aus Rundhohlprofilen mit dickwandigen Gurten

Ulrike KuhlmannÖmer BucakIngbert MangerigBernd Kranz

Mathias EulerMichael HubmannAndreas FischlAndreas Hess

Jörg HerrmannRoland Zschech

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

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


(Bild 2). Hierbei handelt es sich um eine optisch anspre-chende 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 Brü-cken kann [7, S. 24 f] entnommen werden.

Zyklisch beanspruchte Hohlprofilfachwerke mit K-Knoten kommen darüber hinaus als Auslegerkonstruktio-nen von Hafenmobilkranen für den permanenten Güter-umschlag zum Einsatz. Gurtschlankheiten von γ ≥ 6 bei Wanddicken t0 > 20 mm für das Gurtprofil sind nicht un-üblich. Auch im Offshore-Bereich werden Hohlprofilfach-werke mit Gurtschlankheiten im Bereich 8 < γ ≤ 12 ver-mehrt eingesetzt [9, S. 1278].

2 Stand der Technik und Forschung2.1 Strukturspannungskonzept

Die existierenden Bemessungsregeln für ermüdungsbean-spruchte Hohlprofilkonstruktionen basieren auf numeri-schen und experimentellen Untersuchungen, die nur unzu-länglich dickwandige Fachwerkstrukturen berücksichti-gen. Beispielsweise decken das Formelwerk nach CIDECT Design Guide [15] und die Empfehlungen des International Institute of Welding (IIW) [16] zur Ermittlung der Span-nungskonzentrationen für geschweißte, ebene und räum-liche 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 Er-müdungsnachweis eines K-Knotens in der Regel nicht wirt-schaftlich unter Verwendung der Nennspannungen σnom in den angeschlossenen Gurt- und Strebenquerschnitten er-folgen, da die Nennspannungen die tatsächliche Beanspru-chung im Verschneidungsbereich zwischen Strebe und Gurt, wie z. B. zusätzliche lokale Biegung in der Gurtwan-

konzentrationen werden bei Schweißknoten die Gurtpro-file gewöhnlich dickwandiger ausgeführt als bei Gusskno-ten.

1.2 Ermüdung

Aufgrund der hohen Spannungskonzentrationen stellen die Verschneidungsbereiche von Gurt und Streben eines Schweißknotens Ausgangspunkte eines möglichen Ermü-dungsversagens dar. Solche Orte werden auch als Hot Spots bezeichnet. Aufgrund dieser besonderen Beanspru-chungssituation wird die Auslegung vieler Hohlprofilfach-werke mit direkt geschweißten Fachwerkknoten, wie z. B. im Offshore-Bereich oder im Brückenbau, durch das Er-müdungsverhalten maßgeblich bestimmt.

1.3 Dickwandigkeit

Ein Trend der letzten Jahre geht dahin, vermehrt dickwan-dige Rundhohlprofile in zyklisch beanspruchten Konstruk-tionen 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 Ein-satz (Tabelle 1).

Ein Beispiel für dickwandige Hohlprofilstrukturen sind die in den letzten Jahren gebauten Fachwerkbrücken

Tabelle 1. Definition der Dickwandigkeit von HohlprofilenTable 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. Verbundbrücken mit Fachwerken aus Rundhohlprofilen: (a) über die BAB 73 bei Suhl/Lichtenfels mit ebenen Fach-werken (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 uni-planar trusses (weld joints) [13], (b) near Korntal-Münchingen with multiplanar trusses (cast joints) [7]




dung [10, S. 22], nur unzureichend beschreiben. Außerdem können bei den komplizierten Schweißverbindungen meh-rere 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. Quer-steife, wie beim Nennspannungsnachweis im Mittelpunkt, sondern dessen am meisten gefährdete Stelle (ermüdungs-kritische Kerbstelle), z. B. Nahtübergang einer Kehlnaht. Diese Betrachtungsweise ist konsequent, da für das Ermü-dungsversagen stets die Größe der örtlichen Beanspru-chung an der Kerbstelle, d. h. die Kerbspannung, maßge-bend ist.

Es wird davon ausgegangen, dass der Anstieg der an der Kerbe wirkenden örtlichen Spannungen (Kerbspannun-gen 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 3. Gurt-Streben-Anschluss mit Nenn-, Struktur- und Kerbspannungsverlauf auf der Gurtoberfläche bei Gurtnor-malkraft Fig. 3. Chord-to-brace junction with nominal, structural and notch stress distribution on chord surface under chord axial force

Bild 4. Geometrie eines räumlichen K-Knotens: (a) Seitenansicht in der Strebenebene, (b) Querschnitt, (c) Draufsicht ein-schließlich der Definition der Knotenproportionen b, γ und tFig. 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




SCF · SCF ·

SCF SCF ·

SCF · SCF ·

E,HS 0,ax 0,ax 0,ipb 0,ipb

0,opb 0,opb 1,ax 1,ax

1,ipb 1,ipb 1,opb 1,opb

∆σ = ∆σ + ∆σ +

+ ⋅ ∆σ + ∆σ +

+ ∆σ + ∆σ

(1)

2.3 Ermüdungsnachweis

Im Ermüdungsnachweis wird die einwirkende Schwing-breite der Strukturspannungen ΔσE,HS, die bei mehrstufiger Schwingbeanspruchung durch ein einstufiges schadens-äquivalentes 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 Refe-renzwert 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 Struktur-spannungsnachweises.

(2)·Ff E,HSR,HS

Mf

γ ∆σ ≤∆σ

γ

3 Forschungsziele

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

Bei der Erstellung der Planungsempfehlungen, die Vor-schläge für Richtzeichnungen umfassen, wurde an die Ergeb-nisse 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 Schweiß-anweisungen beinhalten, wurden die üblichen Randbedin-gungen im Stahlbau bei der Herstellung von Fachwerkkon-struktionen aus Rundhohlprofilen recherchiert und doku-mentiert. Diese Randbedingungen wurden gleichzeitig auch für die Herstellung repräsentativer Prüfkörper vereinbart, um eine Übertragbarkeit der Ergebnisse aus dem For-schungsvorhaben in die Praxis sicherzustellen. Die für die Fertigungsempfehlungen erforderlichen Informationen wur-den neben den am Projekt beteiligten Hochschuleinrichtun-gen zum einen durch die Mitwirkung des projektbegleiten-den Ausschusses und zum anderen durch die langjährige Expertise und die Recherche der Schweißtechnischen Lehr- und Versuchsanstalt Halle GmbH (SLV) bei ausgewählten etablierten Stahlbauunternehmen zusammengetragen.

Für die Formulierung der Bemessungsempfehlungen, die schwerpunktmäßig aus der Bereitstellung von Festig-keitswerten für den Ermüdungsnachweis von relativ dick-wandigen und im Schweißzustand belassenen K- und KK-

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

2.2 Ermittlung der Strukturspannungen

Die Strukturspannungen sind theoretische Größen, die nicht den in einer FE-Berechnung für den Schweißnaht-übergang ermittelten Spannungswerten entsprechen, son-dern die üblicherweise über eine Extrapolation der Span-nungen 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 beinhal-ten, 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 Spannun-gen keinen Einfluss der Nahtgeometrie mehr aufweisen.

Es war im Rahmen des Forschungsvorhabens zu klä-ren, inwiefern die Regeln für einen Strukturspannungs-nachweis 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 Ermü-dungsnachweis von relativ dickwandigen K-Knoten über-tragbar 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 Spannungskonzentra-tionsfaktoren (SCF) ermittelt. Die SCF gelten stets für eine bestimmte Beanspruchungsart und variieren über den Um-fang des Gurt-Streben-Anschlusses. Um die Verwendbar-keit 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 einzel-nen Elementarlastfälle mit Hilfe der SCF ermittelt werden. In einem dritten Schritt lassen sich schließlich die Schwing-breiten der Strukturspannungen der einzelnen Elementar-lastfälle nach Gl. (1) zur einwirkenden Strukturspannungs-chwingbreite ΔσE,HS für die betrachtete Stelle des Gurt-Streben-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 = Nor-malkraft, ipb = Biegung in der Fachwerkebene, opb = Bie-gung aus der Fachwerkebene).




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 durchge-führt, der am Ende einer Strebe eine Querkraft als Wech-selbelastung (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 Vierpunktbiegever-suchen getestet wurden.

Im Labor für Stahl- und Leichtmetallbau der Hoch-schule für angewandte Wissenschaften München (HM) wurde der zweite und größere Teil der Versuche mit Gurt-belastung 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 Kraftver-hältnis R von ca. 0,20, die Versuche mit Gurtbiegung in einem 600-kN-Pulsator als Vierpunktbiegeversuche bei ei-ner Prüffrequenz von 20 bis 25 Hz und einem Kraftverhält-nis von R = 0,10 bis 0,20. Hiervon ausgenommen war die Prüfung der Prüfkörper mit Gurten ∅ 508 mm bei Wand-dicken von 40 und 60 mm, die in einem Resonanzprüf-stand 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 si-chergestellt, dass die Risse in der geschädigten Konstruktion (von außen) detektiert werden können und außerdem auf-

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

4 Experimentelle Untersuchungen4.1 Überblick

Das Versuchsprogramm des Forschungsvorhabens umfasste Ermüdungsversuche an ebenen und räumlichen Einzel-knoten mit K-Form in bauteilähnlichen Abmessungen, meh-rere Ermüdungsversuchsreihen an Kleinprüfkörpern für Detailuntersuchungen (z. B. zur Auswahl der Prozesspara-meter für die Schweißarbeiten) und einen großmaßstäb-lichen Trägerversuch. Die Ermüdungsversuche an den Ein-zelknoten werden im Folgenden als Knotenversuche bezeichnet. Insgesamt wurden 81 Knotenversuche durch-geführt, wobei sich die Versuche auf drei Forschungsstel-len verteilten. Da ausschließlich K-Knoten mit dickwandi-gen 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 einzi-ges Stahlbauunternehmen unter praxisüblichen Bedingun-gen. Ziel war es dabei, homogene Prüfkörper für die Ermü-dungsversuche zur Verfügung zu stellen, die eine systema-tische 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 darge-stellten Elementarlastfälle bei konstanter Amplitude (Wöh-lerversuch) untersucht. In den Knotenversuchen wurden Gurtdurchmesser von 177,8 bis 508,0 mm bei Wanddicken von 20 bis 60 mm getestet. Die Streben besaßen Durch-messer von 88,9 bis 244,5 mm bei Wanddicken von 5 bis 25 mm. Die untersuchten K-Knoten wiesen eine einheitli-che Strebenneigung von 60° auf.

Die Knotenversuche mit Strebenbelastung wurden an der Materialprüfungsanstalt (MPA) der Universität Stutt-gart 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 Stutt-gart [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 Aufbrin-gung der Strebenbelastung aufnehmen. Alle drei Prüfzy-linder arbeiten synchron bei einem Kraftverhältnis von

Bild 5. Untersuchte Elementarbelastungen: (a) Gurtnormal-kraft (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)




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




4.4 Versuche an der SLV Halle

Angeregt durch die Diskussion im projektbegleitenden Ar-beitskreis des Forschungsvorhabens wurde als Strebenan-schluss eine Kombination aus Stumpfnaht an der Kronen-spitze und Kehlnaht an der Kronenferse gewählt, die in einem schmalen Übergangsbereich kontinuierlich ineinan-der übergehen (Bild 9). Diese Anschlusskonfiguration er-laubt an der Kronenferse eine zuverlässigere und zugleich wirtschaftlichere Schweißnahtausführung im Vergleich zu einem umlaufenden Stumpfnahtanschluss der Strebe.

Die an der SLV Halle durchgeführten 39 Kleinversu-che 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 unter-schiedliche Schweißpositionen und Nahtausbildungen bei Einsatz von MAG-Schweißen mit Massivdrahtelektrode (135) oder Fülldrahtelektrode (136) untersucht. Die ent-sprechend unterschiedlich hergestellten Probekörper wur-den auf Ermüdung getestet. Die Ermüdungsversuche wur-den mit R = 0,1 in einer servohydraulischen 250-kN-Prüf-maschine und einem Hochfrequenzpulsator bei konstanter Spannungsamplitude durchgeführt.

Darüber hinaus verfolgten die Kleinversuche das Ziel einer Abschätzung der Ermüdungsfestigkeit der Nahtwur-zelpunkte von einseitig geschweißten K-Knoten. Die Ver-suche dienten der Beurteilung des Ermüdungswiderstan-des, wenn durch eine Schweißnahtnachbehandlung der Nahtübergänge deren Ermüdungsfestigkeit verbessert wurde und die kritische Kerbstelle dann im Nahtwurzel-punkt liegen kann.

4.5 Versuchsergebnisse4.5.1 K- und KK-Knoten im Schweißzustand

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

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

4.3 Trägerversuch

Um die Übertragbarkeit der Ergebnisse aus den Knotenver-suchen auf großmaßstäbliche Tragwerke zu überprüfen, wurde an der Universität der Bundeswehr München ein großmaßstäblicher Fachwerkträger, der als 11,5 m weit-spannender Dreigurtbinder mit zwei Obergurten und ei-nem Untergurt konzipiert war, in einem Vierpunktbiegever-such 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 Grün-den einer mehrstufigen Schwingbeanspruchung ausgesetzt.

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)

Bild 8. Großmaßstäblicher Fachwerkträgerversuch (UniBWM) Fig. 8. Large-scale truss girder test (UniBWM)

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




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 ei-nem höherfrequenten Hämmerverfahren [6] führte grund-sätzlich für alle untersuchten Lastfälle zu deutlich höheren ertragbaren Schwingspielzahlen (im Bereich ab 105 Schwingspielen) im Vergleich zu den unbehandelten Prüf-körpern.

Bei den nachbehandelten Prüfkörpern mit Gurtnor-malkraft oder Gurtbiegung kam es entweder zu Ermü-dungserscheinungen an den nachbehandelten Schweiß-nahtübergängen zum Gurt – vorrangig an der Kronenferse und nur vereinzelt an der Kronenspitze, oder es trat eine Verschiebung des Versagensortes von den Schweißnaht-übergängen hin zur Schweißnahtwurzel auf, die wegen der Unzugänglichkeit nicht nachbehandelt werden konnte. Ausgehend von der Schweißnahtwurzel wuchsen die Er-

benden Ermüdungsrisse von außen sichtbar an den Schweiß-nahtübergängen initiiert wurden. In den Knotenversuchen trat unter Gurtnormalkraft und Gurtbiegung das Ermü-dungsversagen (Versagenskriterium: erster Wanddurchriss) an den Schweißnahtübergängen von Kronenspitze und/oder Kronenferse zum Gurt auf (Bild 10). Die Ermüdungs-risse 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 Schweißnahtüber-gang 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 Wanddurch-riss nicht ausschließlich an der Kronenspitze, sondern auch an der Kronenferse auf. Für die Prüfkörper mit t = 0,63

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)




versuch unter einem mehrstufigen Lastkollektiv geprüft wurde. Es wurde von einer linearen Schadensakkumula-tion nach Palmgren-Miner ausgegangen. Bei Berücksichti-gung des Einflusses von Mittelspannung und Wanddicke am Versagensort zeigt sich, dass die Ergebnisse des Fach-werkträgers mit den in diesem Forschungsvorhaben abge-leiteten Ermüdungsfestigkeiten für die Einzelknoten ver-gleichbar sind (vgl. Bild 12).

4.5.4 Versuche an Kleinprüfkörpern

Die Versuche an den Kleinprüfkörpern zeigten in Überein-stimmung mit den Knotenversuchen, dass die Schweiß-nahtwurzelpunkte bei einer Nachbehandlung der Schweiß-nahtübergänge 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 Ermüdungsfes-tigkeit (Versagenswahrscheinlichkeit nach [3]) für das Nennspannungskonzept von 56 N/mm² bei Massivdraht-schweißen und von 71 N/mm² bei Fülldrahtschweißen er-geben. 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 charakteristi-sche Ermüdungsfestigkeit von 64 N/mm² bei Massivdraht-schweißen und von 80 N/mm² bei Fülldrahtschweißen für das Kerbdetail der Schweißnahtwurzel. Dabei berücksich-tigt eine in den Festigkeitsangaben bereits enthaltene Ab-minderung auf 80 % einen möglichen Bauteileinfluss.

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

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

Bei den nachbehandelten Prüfkörpern mit Streben-normalkraft und einem Wanddickenverhältnis t = 0,25 trat der Anriss nicht mehr wie bei den unbehandelten Prüfkör-pern am Schweißnahtübergang zur Strebe auf, sondern wurde im Knoteninneren an der Schweißnahtwurzel zwi-schen Kronenspitze und Sattel initiiert. Bei den nachbe-handelten Prüfkörpern mit Strebennormalkraft und einem Wanddickenverhältnis t = 0,63 erfolgte der Anriss wie bei den unbehandelten Prüfkörpern auf dem Gurt am Schweiß-nahtübergang der Kronenspitze. Wegen der deutlichen Er-höhung der Ermüdungsfestigkeit konnte aus versuchstech-nischen Gründen (vorzeitiges Versagen der Krafteinlei-tung) für diese Prüfkörper jedoch kein Wanddurchriss herbeigeführt werden.

4.5.3 Trägerversuch

Der großmaßstäbliche Fachwerkträger wurde in zwei Ermü-dungsversuchen getestet. Nach dem ersten Ermüdungsver-such wurden die Fachwerkknoten mit Ermüdungsversagen repariert und die Prüfung als zweiter Ermüdungsversuch bis zum erneuten Versagen fortgesetzt. Die Schädigungen in-folge Ermüdung traten an den höchstbeanspruchten Knoten auf, entweder im Schweißnahtübergang zur Strebe oder im Schweißnahtübergang zum Gurt. Die Knoten, die im zwei-ten Ermüdungsversuch mit einem höherfrequenten Häm-merverfahren [6] nachbehandelt wurden, zeigten keine Er-müdungserscheinungen.

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

Bild 11. Ermüdungsversagen unter Strebennormalkraft bei t = t1/t0 = 0,63 (vgl. Bild 4): (a, e) Kronenferse und (b, f) Kronen-spitze der linken Strebe, (c, g) Kronenspitze und (d, h) Kronenferse der rechten Strebe; ★ = maßgebender WanddurchrissFig. 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




dungsfestigkeit bei R = –1 im Vergleich zu R = 0 für Bau-teile mit hohen Eigenspannungen und für eigenspannungs-freie 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 Struktur-spannungsschwingbreiten, die zu einem Versagen der Prüf-körper 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 ausschließ-lich als Wanddickeneinfluss interpretiert wurde (proporti-onaler Größeneinfluss). Eine Berücksichtigung eines nicht-proportionalen Größeneinflusses erschien mit Blick auf das Ergebnis der im Folgenden dargestellten statistischen Auswertung nicht erforderlich.

(3)1,125HS

R 0 HSR 1

∆σ =∆σ=

=−

(4)· 16tHS

t 16HSt 16

0,06·logN

∆σ = ∆σ

= ≠−

5.2 Erreichte Schwingspielzahlen

Bei einzelnen Knotenversuchen war es aus technischen Gründen nicht möglich, das für Hohlprofilverbindungen üblicherweise anzuwendende Versagenskriterium Erster Wanddurchriss über eine Druckluftmessung zu bestimmen. Stattdessen wurde das Versagenskriterium Bruch (= Verlust der Tragfähigkeit des Prüfkörpers) aufgezeichnet. Gemäß [14, S. 125] kann das Verhältnis der Schwingspielzahlen

nahtübergänge durch eine Schweißnahtnachbehandlung wesentlich verbessert wurde.

5 Numerische Untersuchungen5.1 Strukturspannungen in den Versuchen

Zur Ermittlung der Strukturspannungen der im Rahmen dieses Forschungsvorhabens durchgeführten Ermüdungs-versuche und für die Erstellung eines Tafelwerks mit pra-xisgerecht aufbereiteten SCF wurde ein parameterisiertes, räumliches FE-Modell eines K-Knotens aus Volumenele-menten erstellt. Hierzu wurde die Software ANSYS 14.0 verwendet. Das FE-Modell wurde durch Dehnungsmes-sungen, die im Zuge statischer Vorversuche durchgeführt wurden, validiert.

Die getesteten Prüfkörper in diesem Forschungsvorha-ben unterschieden sich nicht nur hinsichtlich ihrer Durch-messer, Wanddicken und Belastung, sondern auch hin-sichtlich ihrer Herstellung (Schweißposition), die einen Einfluss auf die Geometrie der Schweißdetails hatte. Aus diesem Grund wurden die Bauteil- und Schweißnahtgeo-metrie aller Prüfkörper genau aufgenommen und die Prüf-körper zu homogenen Gruppen zusammengestellt, für die eine gemeinsame Nachrechnung mit den Mittelwerten der gemessenen Geometrien erfolgte.

Das Versuchsprogramm umfasste Versuche mit unter-schiedlichem Spannungsverhältnis R (Tabelle 2). Für die Bewertung der Knotenversuche mit Wechselbelastung (R = –1) erschien es erforderlich, mäßig hohe Eigenspan-nungen und einen damit verbundenen Mittelspannungs-einfluss anzunehmen. Die in diesen Versuchen erreichten Ermüdungsfestigkeiten wurden mittels Division durch 1,125 (Mittelwert der Erhöhungsfaktoren für die Ermü-

Tabelle 1.

______________________________________________________________ Wanddicke dickwandig dünnwandig _______________________________________________________ absolut, t0 t0 > tref t0 ≤ tref _______________________________________________________ relativ, γ = d0/(2t0) γ < 12 γ ≥ 12 _______________________________________________________

d0 t0 Illustration

_______________________________________________________

Tabelle 2.

______________________________________________________________________________________________________ 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 ______________________________________________________________________________________________________ 5 Gurtbiegung -1 K 273,0 × 40 139,7 × 10 3,41 2 ______________________________________________________________________________________________________ 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]

Tabelle 3.

__________________________________________________________________________________ Referenzwert Wöhlerkurve Referenz Daten- !σC,HS in N/mm² vorgebene Neigung freie Neigung punkte __________________________________________________________________________________ 104 116 FOSTA P815 [8] 59 K/KK-Knoten m = 3 m = 3,41 _______________________________________________________________ γ < 12 106 114 FOSTA P815 [8] 73 m = 3 m = 3,29 + EPFL [1,11] __________________________________________________________________________________ Hohlprofilknoten 107a � van Wingerde 115 γ ≥ 12 m = 3 et al. [14, S. 133] __________________________________________________________________________________ a Annahme einer unendlich großen Stichprobe

Tabelle 2. Überblick über die durchgeführten Ermüdungsversuche [8] Table 2. Overview of performed fatigue tests [8]




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

Die Auswertung in [14] erfolgte für das Versagens-kriterium Bruch und ergab einen charakteristischen Refe-renzwert ΔσC,HS = 114 N/mm² für die Ermüdungsfestigkeit der Bezugswanddicke bei 2 × 106 Schwingspielen nach dem Strukturspannungskonzept (Gl. (5)). Bei einer Aus-wertung 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 Referenz-wert der Ermüdungsfestigkeit bei 2 × 106 Schwingspielen von ΔσC,HS = 107 N/mm² [14, S. 133].

log 13

· 12,476 logN 0,06 · logN · log 16tR,HS

Basiskerbfall 114 Wanddickeneinfluss� ��

( )∆σ = − +

(5)

Der erste Term von Gl. (5) beschreibt die Wöhlerkurve (Kerbfall 114) der Bezugswanddicke von 16 mm im Zeit-festigkeitsbereich. 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 Wanddi-ckeneinfluss 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 Bean-spruchung) 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 Er-müdungsversuche an dickwandigen K- und KK-Knoten aus [8] wurde die Formulierung des Wanddickeneinflusses auf

für die Versagenskriterien Erster Wanddurchriss und Bruch bei K-Knoten mit γ ≥ 12 näherungsweise mit 1 : 1,49 ange-geben werden. Es wurde angenommen, dass diese Abschät-zung auch für K-Knoten mit γ < 12 gilt. Bei den betroffenen Knotenversuchen mit Bruch wurde daher die Schwing-spielzahl beim Ersten Wanddurchriss im Rahmen der Aus-wertung 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 Wanddurch-riss 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 Regres-sion, die eine Überlebenswahrscheinlichkeit von 50 % be-sitzt. Die Darstellung zeigt die Ergebnisse mit bereits er-folgter 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 Maß-stabseffekt vorrangig durch die Größe der versagenden Wanddicke kontrolliert wird (Wanddickeneinfluss) (vgl. Gl. (4)). Die Bezugswanddicke wurde zu tref = 16 mm fest-gelegt. Der charakteristische Referenzwert der Ermüdungs-festigkeit bei 2 × 106 Schwingspielen wurde entsprechend [2] als 95 %-Fraktile eines einseitigen Vorhersageintervalls definiert. Es wurde von einer Normalverteilung (Verwen-

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)




nahtausbildung zu einem großen Teil über dessen Wirt-schaftlichkeit, 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-Konstruktio-nen mit begehbaren Hohlprofilen eine umlaufende Stumpf-naht gegebenenfalls in Kombination mit einer Wurzel-schweißung von der Innenseite aus üblich.

Die bisher durchgeführten Ermüdungsversuche an re-lativ dickwandigen K-Knoten (γ < 12) orientierten sich am Offshore-Bereich ([1], [11]) und wiesen daher ausschließ-lich eine umlaufende Stumpfnaht für den Strebenanschluss auf. Allerdings ist eine umlaufende Stumpfnaht bei nicht begehbaren Hohlprofilkonstruktionen aus schweißtechni-scher Sicht nicht für alle Knotengeometrien empfehlens-wert. Bei geringen Strebenwinkeln θ können Flankenbin-defehler und eine ungenügende Wurzelfassung (verdeckter Wurzelpunkt) aufgrund der eingeschränkten Zugänglich-keit im Strebenfersenbereich nicht ausgeschlossen werden. Außerdem führt eine Stumpfnaht an der Kronenferse zu sehr großen Nahtvolumina, die mit einem erheblichen Ar-beitsaufwand und einem hohen Wärmeeintrag mit zusätz-lich eingeprägten Eigenspannungen verbunden sind.

Aus diesem Grund wurden im Rahmen des For-schungsvorhabens 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-Schweißanweisun-gen erstellt, in denen besonders auf den Aspekt der Dick-wandigkeit 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 Kro-nenspitze 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 Strukturspannun-gen für die in diesem Forschungsvorhaben getesteten K-Kno-

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 Versagenskrite-rium Erster Wanddurchriss durchgeführt, da bei den dick-wandigen Prüfkörpern nur vereinzelt ein Prüfkörperbruch herbeigeführt werden konnte. Für die statistische Auswer-tung der im Schweißzustand belassenen K- und KK-Kno-ten konnten 59 Ergebnisse aus den Knotenversuchen her-angezogen werden (Bild 12).

In Tabelle 3 werden die Ergebnisse der statistischen Auswertung nach der Vorgehensweise von [2] unter Berück-sichtigung 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 Ermüdungsverhal-ten als die relativ dünnwandigen Rundhohlprofilverbindun-gen aufweisen.

6 Empfehlungen 6.1 Empfehlungen für die Planung

Die Dimensionierung der einzelnen Fachwerkstäbe und der Verbindungen lässt sich bei versteifungsfreien Fach-werkknoten aus Rundhohlprofilen nicht wie bei Blechkon-struktionen vollständig voneinander trennen. Durch die unversteifte Ausbildung können die Fachwerkknoten ge-genüber den Stäben für das Fachwerk bemessungsbestim-mend werden. Da die Tragfähigkeit und der Ermüdungswi-derstand der unversteiften Fachwerkknoten wesentlich von der Geometrie der anschließenden Fachwerkstäbe abhän-gen, werden so indirekt die geometrischen Abmessungen der anschließenden Stäbe festgelegt. Es wurde daher ein Vorschlag für Richtzeichnungen als praxisnahe und trans-parente 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 Ingeni-eurbau zusammengetragenen Informationen aufbaut.

6.2 Empfehlungen für die Fertigung

Bei einem dickwandigen Hohlprofilfachwerk, das gewöhn-lich große Nahtvolumina aufweist, entscheidet die Schweiß-

Tabelle 3. Charakteristischer Referenzwert ΔσC,HS der Ermüdungsfestigkeit (Strukturspannungen) bei 2 Millionen Schwing-spielen für die Referenzwanddicke 16 mm; Versagenskriterium: Erster WanddurchrissTable 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

ReferenzwertΔσC,HS [N/mm2]

Wöhlerkurvevorgebene Neigung freie Neigung

Referenz Datenpunkte

K/KK-Knoten γ < 12

104m = 3

116m = 3,41

FOSTA P815 [8] 59

106m = 3

114m = 3,29

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

73

Hohlprofilknotenγ ≥ 12

107a

m = 3– van Wingerde

et al. [14, S. 133]115

a Annahme einer unendlich großen Stichprobe




Hinsichtlich der Bemessungsempfehlungen für nach-behandelte und reparierte K- und KK-Knoten mit dickwan-digen Gurten sowie zur Ermittlung der Strukturspannun-gen wird auf [8] verwiesen.

7 Ausblick

Für eine Verbreitung der in diesem Beitrag vorgestellten Ergebnisse bei der Auslegung von Fachwerken im bauauf-sichtlich geregelten Bereich des Bauwesens wird angestrebt, diese bei der kommenden Novellierung von Eurocode 3, Teil 1-9 [3] zu berücksichtigen. Hierzu ist eine entspre-chende Weiterentwicklung des Strukturspannungskonzep-tes 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 gege-ben. 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 Groß-strukturen mit Gurtdurchmessern von größer 500 mm.

Danksagung

Die Autoren bedanken sich herzlich für die finanzielle Un-terstützung des Forschungsvorhabens durch das Bundesmi-nisterium für Wirtschaft und Energie (BMWi). Das For-schungsvorhaben IGF-Nr. 325 ZBG (FOSTA P815) der Forschungsvereinigung Stahlanwendung (FOSTA) e.V. wurde über die AiF im Rahmen des Programms zur Förde-rung 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 Forschungsvor-haben unterstützt haben, insbesondere Vallourec Deutsch-land GmbH, Düsseldorf, für die Bereitstellung des Rund-hohlprofilmaterials (ca. 50 t) für alle Versuche; ZIS Indust-rietechnik GmbH, Meerane, für die Bereitstellung von mehreren Brennschnittmustern als Entscheidungshilfe für den projektbegleitenden Ausschuss; PITEC GmbH, Heu-dorf, 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 Tu-bular Bridge Joints. Dissertation, École Polytechnique Fédé-rale 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).

ten (und vereinzelt auch KK-Knoten) mit relativ dickwandi-gen 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 Verwen-dung der natürlichen Neigung aus der Regression (vgl. Ta-belle 3). Als Versagenskriterium wurde der erste Wand-durchriss angesetzt. Die getesteten Knoten mit relativ dick-wandigen Gurten schneiden somit hinsichtlich des Ermüdungsverhaltens nicht signifikant schlechter ab als dünnwandige K- und KK-Knoten (γ ≥ 12).

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

Die untersuchten K- und KK-Knoten hatten eine ein-heitliche Strebenneigung von 60° in der Strebenebene. Da die Bewertung der Versuchsergebnisse auf Basis von Struk-turspannungen erfolgte, die eine eventuelle Erhöhung oder Verringerung der Beanspruchung bei Variation der Stre-benneigung berücksichtigen, können die ermittelten Ermü-dungsfestigkeiten auch für andere Strebenneigungen als repräsentativ angesehen werden.

Die Auswertung des Trägerversuchs hat gezeigt, dass die in den Knotenversuchen ermittelten Ermüdungsfestig-keiten auch auf Tragwerke übertragbar sind. Da der Träger-versuch eine Schwingbeanspruchung mit variabler Span-nungsamplitude erfahren hatte, musste bei der Auswertung die Palmgren-Miner-Regel genutzt werden, die im vorlie-genden Fall gute Ergebnisse lieferte.

Zur Begrenzung der Streuungen aus dem Fertigungs-einfluss wurde in dem vorgestellten Forschungsvorhaben die Fertigung der Prüfkörper nur einem Stahlbauunterneh-men übertragen. Eine gemeinsame statistische Auswertung der Versuchsergebnisse aus diesem Forschungsvorhaben und von Ermüdungsversuchen an ebenen Fachwerkträgern, die von einem schweizerischen Stahlbauunternehmen her-gestellt und an der EPF Lausanne ([1], [11]) getestet wur-den, zeigt jedoch, dass die ermittelten Ermüdungsfestigkei-ten auch für die Prüfkörper aus Lausanne repräsentativ sind. Trotzdem wäre im Sinne der Verlässlichkeit der ge-fundenen Ermüdungsfestigkeiten eine stichprobenartige Überprüfung unter Einbeziehung mehrerer Stahlbauunter-nehmen zur Abdeckung der Fertigungsstreuungen begrü-ßenswert.

Der Einfluss der Dickwandigkeit auf die Ermüdungs-festigkeit (Größeneinfluss) konnte für die untersuchten K- und KK-Knoten ausschließlich als Wanddickeneinfluss mit der bestehenden CIDECT-Regel für geschweißte Rundhohl-profilverbindungen hinreichend genau erklärt werden. Ein ausgeprägter Einfluss der Gurtschlankheit (relative Dick-wandigkeit, vgl. Tabelle 1) konnte nicht festgestellt werden. Daher kann die Anwendung des Wanddickeneinflusses nach CIDECT Design Guide [15] auch für dickwandige K- und KK-Knoten im untersuchten Geometriebereich emp-fohlen werden.


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Praktische Anwendung des Eurocode 3

Für die praktische Anwendung von Eurocode 3 DIN EN 1993 Teil 1-1 und Teil 1-8 wird mit diesen zwei Bänden eine konsolidierte Normfassung vorgelegt: Diese besteht in dem berichtigten Eurocode 3-Text, der mit den nationalen Re-gelungen in den jeweiligen Absätzen, Gleichungen und Bildern zu einem durchgängig lesbaren Text verwoben wurde. Die spezifi schen 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 vertie-fen. Komplettiert werden beide Werke durch eine Reihe von Berechnungsbeispielen.


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len – Teil 8: Geschweißte Anschlüsse von runden und recht-eckigen Hohlprofilen unter Ermüdungsbelastung. Comité In-ternational pour le Développement et l’Etude de la Construc-tion Tubulaire (CIDECT), Köln: TÜV-Verlag 2001.

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Autoren dieses Beitrages:Prof.-Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann, [email protected]. Mathias Euler, [email protected]ät Stuttgart, Institut für Konstruktion und EntwurfPfaffenwaldring 7, 70569 Stuttgart

Dipl.-Ing. Michael Hubmann(ehemals Universität Stuttgart)Stahlbau HubmannLeibnizstraße 9–11, 97204 Höchberg/Würzburg

Prof. Dr.-Ing. Ömer Bucak, [email protected] MünchenLabor für Stahl- und LeichtmetallbauKarlstraße 6, 80333 München

Dipl.-Ing. (FH) Andreas Fischl M. Eng., [email protected](ehemals Hochschule München)TÜV SÜD Industrie Service GmbHAbteilung Fliegende Bauten/FreizeitparksWestendstraße 199, 80686 München

Prof. Dr.-Ing. Ingbert Mangerig, [email protected]. Andreas Hess, [email protected]ät der Bundeswehr MünchenInstitut für Konstruktiven IngenieurbauWerner-Heisenberg-Weg 39, 85577 Neubiberg

Dr.-Ing. Bernd Kranz, [email protected]. (FH) Jörg Herrmann, [email protected]. (FH) Roland Zschech, [email protected]ßtechnische Lehr- und Versuchsanstalt Halle GmbHKöthener Straße 33a, 06118 Halle (Saale)

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Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510224


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 ba-sis of the standard guidelines. The second type is a global imperfec-tion 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 anfängli-chen 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 Norm-richtlinien festgesetzt. Der zweite Typ ist eine globale Imperfektion, die mittels ihrer Eigenformen und zweidimensionaler Zufallsfelder beschrieben wird. Die Berechnungen sind auf zwei Lastfälle be-schränkt, negativer Druck und Wind. Die Auswahl der Belastung wurde in Eurocodes vorgeschlagen. Bei der Windlast wird die Wahrscheinlichkeitsverteilung der Windrichtung berücksichtigt.

1 Introduction

A significant stage in the design of slender shell structures is establishing some assumptions concerning the dimen-sions, shape and location of initial geometric imperfections. These initial defects are responsible for the occurrence of additional displacements and a change in stress distribu-tions. The design codes and standards for metal structures provide only a simplified method for determining the qual-ity 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 imperfec-tions has been subjected to an analysis. The results pre-sented here are a compilation of the data described in pa-pers [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 im-perfection were considered. The first one takes the form of local indentations in the shell; their size and range were

adopted on the basis of the guidelines included in the stand-ards. 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 ran-dom fields. The calculations were limited to two very im-portant, independent load factors occurring in silo struc-tures: 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 pre-sented in Fig. 1a. The internal diameter of the shell is con-

Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities

Jarosław GórskiTomasz MikulskiMagdalena OziebłoKarol Winkelmann

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

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J. Górski/T. Mikulski/M. Oziebło/K. Winkelmann · Effect of geometric imperfections on aluminium silo capacities


remaining parts of the silo (roof, hopper, supporting struc-ture) are not subjected to any deformations. The parame-ters of the dent are estimated according to Eurocode ([3], Eqs. (1) to (4)), where �g = 2000 mm and the correspond-ing depth of the dent is tvo = 20 mm, implying that this silo is a class C structure and exhibits great sensitivity to imper-fections. 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 ob-tained, pdent1 = 2.155 kPa, refers to the dent placed at 21.5 m.

Additional calculations were carried out for this se-ries. 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 gener-atrix 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 respec-tively, 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 defor-mation 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

stant at Dw = 4000 mm. The roof is formed as a dome with 536 mm maximum height and 5.5 mm thickness. The bot-tom of the silo forms a hopper 3340 mm high and 10.5 mm thick. The silo shell and roof are made from AlMg3 alumin-ium 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 ele-ments QUAD4 were used. The finite elements constitut-ing 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 ele-ments and 11 304 nodes were used. The modulus of elas-ticity was E = 69 GPa, Poisson’s ratio ν = 0.3 (as for alu-minium).

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 devi-ations 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 technol-ogy 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 ac-cording 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 lo-cal 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 thick-ness.

3.1 Silo with negative pressure loading

The first stage of the analysis involves calculations per-formed for a silo with perfect geometry. The value of the limit pressure obtained is pu,ideal = 2.595 kPa, and this be-comes a reference point for further calculations in which different types of geometric imperfections significantly re-duce 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 in-fluence 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]

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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 eleva-tion 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 refer-ring 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 eigenforms4.1 Silo with negative pressure loading

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

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 val-ues are less than vcrit = 26 m/s, which is a maximum sug-gested 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 assump-tion 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 di-agram is shown in Fig. 3b. First, the silo with a perfect ge-ometry 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 imper-fections 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 calcula-tions 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 pres-sure depending on the position of the dent is presented in Fig. 4a.

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

Fig. 3. a) Wind load with histogram of wind incidence angle, b) wind loading scheme adoptedBild 3. Histogramm des Wind-Einfallswinkels (a) und angenommene Kräfteverteilung bei Windlast (b)

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5 Imperfections in the shape of random fields5.1 Silo with negative pressure loading

Geometric initial imperfections of any shell can be de-scribed by means of two-dimensional random fields. Here, three types of random field for modelling the initial imper-fections are analysed from the point of view of non-corre-lated field, homogeneous correlated field and non-homo-geneous correlated field. Owing to a lack of data describ-ing the real spatial dissipation of geometric imperfections, the parameters of the correlation functions are assumed a priori. However, they reflect the maximum initial imperfec-tions 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 irre-spective of the remaining ones using the uniform distribu-tion. The maximum imperfection tv0 = 20 mm, a value close to the provisions of Eurocode 3 [3], is taken into con-sideration. The standard deviation of the field described by the uniform distribution can be calculated according to the formula

(7)2t

12

2 0.02

120.0115 mv0σ = = ⋅ =

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 deforma-tions. 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 genera-tion of two- and three-dimensional truncated Gaussian ran-dom fields. The fields can be described by means of homo-geneous or non-homogeneous correlation functions. In the algorithm, advantage is taken of the sequence method us-ing an expanding area of generated points – random varia-bles. In this way, discrete fields with a large area (thousands of points) can be generated. Conditional probability distri-butions and the rejection method are employed. The input data for the algorithm include a covariance matrix, the ex-pected 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 engi-neering object analysed, also on the basis of experimental data or measurements of the actual structures. The algo-rithm also provides circular data (areas) that are of particu-lar significance when analysing a silo.

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 am-plitude 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 nega-tive 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) re-spectively. Examples of the deformed silo shell cross-sec-tions are shown in Fig. 5.


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, how-ever, 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.

Eigenformdent 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

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

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

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

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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 pre-sented in Fig. 6b. On the basis of the imperfections gener-ated 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 indenta-tions which appear all over the lateral surface of the silo.

Some 2000 samples of initial imperfections were sim-ulated. 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 aver-age amplitude. The following values for limit negative pres-sure were obtained: pnonhom1 = 2.542 kPa, pnonhom2 = 2.543 kPa and pnonhom3 = 2.5445 kPa.


The calculations are performed for two cases of shell defor-mation. 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, hop-per and silo support structure without any initial deforma-tions 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 imper-fections 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 defor-mations 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 influ-ence of the roof is no longer effective.

Another crucial fact is that the silo model, whose ini-tial imperfections are described by means of a non-corre-lated 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-

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 in-creases. The initial geometric imperfections are described by means of the following homogeneous correlation func-tion:

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 exam-ple: s = 0.01443 m, b = g = 2,2 m–1. For comparison, use is made of the same standard deviations as in the non-corre-lated field (Eq. (7)). The following range of truncated Gauss-ian 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 im-perfections, as shown in the illustration, are on a bigger scale since, in reality, only in a few places does their ampli-tude 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 fieldBild 6. Proben der anfänglichen geometrischen Imperfektio-nen des Silos für ein homogenes Feld (a) und für ein nicht-homogenes Feld (b)

13_052-057_Gorski (224)_2sp_cs6.indd 56 22.12.14 12:54



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[16] Walukiewicz, H., Bielewicz, E., Górski, J.: Simulation of non-homogeneous random fields for structural applications. Computers and Structures, 64, 1–4, 1997, pp. 491–498.

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

Autoren dieses Beitrages:Jarosław Górski, PhD, DSc, [email protected],Tomasz Mikulski, PhD, DSc, tomi@pg,gda.pl,Magdalena Oziebło, MSc, [email protected],Karol Winkelmann, PhD, [email protected],Gdansk University of Technology, Faculty of Civil and Environmental Engineering, Department of Structural Mechanics and Bridge Structures, Narutowicza 11/12, 80-233 Gdansk, Poland

ods. The simulated fields can reflect the real geometric im-perfections and their applications in engineering calcula-tions 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.

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

References

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Aktuell

Zwei Designpreise für Vallourec- Produktfilme

Gleich zweimal konnte das Stahlrohrun-ternehmen Vallourec gemeinsam mit der Agentur Quadrolux Designexperten über-zeugen: Werbefilme über die Produkt-reihe „PREON“ wurden mit dem Red Dot Design Award 2014 und dem Ger-man 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 zu-nächst, welche Schäden die herkömmli-che Art der Errichtung am Meeresboden anrichtet. Danach werden die Vorteile von „PREON marine“ erläutert: Die Windräder werden mit weniger Mate-rialeinsatz, schneller und vor allem ge-räuschärmer im Meer verankert. 2017 soll die Marktreife dieses Verfahrens er-reicht sein. Der ausgezeichnete Film ver-anschaulicht das Prinzip der umwelt-schonenden 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 gro-ßen Spannweiten besonders einfach be-rechnen können. Laut der Experten des internationalen Design-Preises bringt das Video die Vorteile des Produktes be-sonders gut auf den Punkt: Virtuelle Welt und Realität verschmelzen genauso leicht, wie sich die Hallenplanung ge-staltet.

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

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Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201510233


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 aus-schließlich von außen erlebbaren etwa 530 Hochhäusern der Stadt, erläutert das Deutsche Architekturmuseum in Frankfurt am Main politische, gesellschaftliche aber auch bauliche Hinter-gründe und Entwicklungen. Die Ausstellung „Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ wird dort bis zum 19. April 2015 ge-zeigt.

Skyward - Buildings and Visions of the Highrise City Frankfurt since 1945. No other city in Germany offers such an exciting sky-scraper 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 Ar-chitekturmuseum in Frankfurt am Main explores political and so-cial as well as architectural backgrounds and developments. The exhibition “Skyward – Highrise City Frankfurt” is open till April 19, 2015.

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 symbo-lisieren Macht und Bedeutung, nicht erst seit den vor vier bis fünf Tausend Jahren errichteten und bis zu 146 m ho-hen Pyramiden in Ägypten. Unabhängig davon entstehen nämlich auch in anderen Regionen der Welt, wie in China oder Lateinamerika, sehr früh hohe Bauten. Zudem erle-ben wir spätestens seit Mitte des 19. Jahrhunderts einen engagierten Wettlauf um das höchste Bauwerk der Welt, unterbrochen allenfalls durch kurze konjunktur- oder welt-politisch bedingte Verschnaufpausen. Bei 828 m liegt der derzeitige Höhenrekord, gehalten vom 2010 eröffneten Burj Khalifa in Dubai mit Hotel-, Büro-, Freizeit- und Wohnnut-zung.

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 sichtba-ren 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 ho-hen Washington Monument, einem Obelisken zu Ehren des ersten Präsidenten der Vereinigten Staaten von Ame-rika, George Washington (1732–1799). Als Folge der Auf-klärung widmet die Menschheit ihre Bauleistungen nicht mehr nur religiösen, göttlichen oder wenigstens gottähnli-chen Mächten und Zwecken, sondern auch irdischen Per-sonen, 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 Eiffel-turm endet 1889 zudem die Epoche steinerner Spitzenrei-ter. Seit Mitte des 19. Jahrhunderts führt die Industrialisie-rung zu einem Wendepunkt im Bauen. Die massenhafte und preiswerte Eisen- und später die Stahlproduktion er-möglicht und befördert neue, leichte und leistungsfähige

Himmelstürmend – Bauten und Visionen der Hochhausstadt Frankfurt seit 1945

Eberhard Möller

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

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E. Möller · Himmelstürmend – Bauten und Visionen der Hochhausstadt Frankfurt seit 1945


sichtslosigkeit verkörpern. Aus Frankfurt wird Bankfurt, Junkfurt oder gar Krankfurt. Die Bürger beginnen sich zu wehren. Soziale Spannungen, auch infolge von Grund-stücksspekulation, entladen sich in den frühen 1970er Jah-ren im Frankfurter Häuserkampf und gipfeln in Hausbeset-zungen und Straßenschlachten. Gleichzeitig erreicht die Stadt 1976 mit dem 159 m hohen Westend Gate von Sieg-fried 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 Dresd-ner-Bank-Hochhaus (166 m, 1978), den verspiegelten Zwillingstürmen der Deutschen Bank (155 m, 1984), beide von ABB Architekten und den Ingenieuren Beck-Gravert-Schneider, oder dem postmodernen Messeturm (256 m, 1991) der Architekten Murphy und Jahn sowie des Ingeni-

Konstruktionen. Die im Holzbau bewährte und weit ent-wickelte Skelettbauweise wird auf die neuen Baustoffe übertragen. Gleichzeitig wachsen mit der Industrialisie-rung 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 Sicherheitsfang-technik, 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 Er-schließung höherer Stockwerke. Der tragische große Brand Chicagos, der am 10. Oktober 1871 große Teile der Stadt zerstört, schafft zum einen die Notwendigkeit im-menser 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 wesentli-che Elemente wie Skelettbauweise, Aufzugstechnik oder Brandschutzgedanken zumindest in Ansätzen in sich ver-eint. Noch vor der Wende zum 20. Jahrhundert überschrei-ten die ersten Hochhäuser die Marke von 100 m, beispiels-weise 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 europä-ischen 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. Jahr-hunderts keine Rolle im Hochhausbau. Mit dem Gewerk-schaftshaus (31 m, 1931) von Max Taut und Franz Hoff-mann 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 be-kanntlich bereits dann von einem Hochhaus, wenn der Fußboden eines Aufenthaltsraums mindestens 22 m über dem Gelände liegt, und der Raum daher nicht mehr hinrei-chend über die Drehleitern der Feuerwehr evakuiert wer-den kann. Der Plan eines 90 m hohen Rathauses für Groß-Frankfurt von Martin Elsaesser aus dem Jahr 1930 bleibt unrealisiert.

Als Frankfurt 1949 sein Ziel, Hauptstadt und Regie-rungssitz der jungen Bundesrepublik zu werden, überra-schend knapp verfehlt, muss die Stadt neue Perspektiven entwickeln. Die Führungsrolle im Bankensektor – 1871 an Berlin verloren – soll zurückerobert werden. Als Folge er-richten in den 1960er und 1970er Jahren zahlreiche Ban-ken, Versicherungen und andere Unternehmen neue und immer größere Verwaltungsgebäude in der Stadt. Konstruk-tiv und architektonisch erwähnenswert ist dabei die Oli-vetti-Zentrale (57 m, 1972) von Egon Eiermann. Zwei aus Stahlbeton-Kernen erwachsende Punkthäuser beherber-gen Büro- und Hotelfunktionen (Bild 2).

Ohne Wettbewerb entstehen allerdings auch zahlrei-che 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

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




turmartigen Gebäudeecken angeordnet. Zwischen je zwei von ihnen spannen jeweils achtgeschossige Vierendeel-Stahlbrücken, die die gut belichteten Büros beherbergen. Über jeder dieser Brückenbauten liegt ein viergeschossiger Wintergarten, der als Klimapuffer und Kommunikations-bereich 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 Ent-deckung eines Entwurfs von Ludwig Mies van der Rohe für Frankfurt. In den späten 1960er Jahren lädt die Com-merzbank sieben renommierte Büros zu einem Wettbe-werb 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 des-sen guter Kontakte zur Stadtverwaltung.

Ein anderes Projekt, der Campanile (268 m) von JSK-Architekten, der die historisch wertvollen Frankfurter Bahnhofshallen Johann Wilhelm Schwedlers aus den Jah-ren 1881–1888 städtebaulich um einen Turm ergänzen soll, ist seit Mitte der 1980er Jahre umkämpft. Ein Entwurf von 1987 (Bild 8) zeigt eine außenliegende Fachwerkstruk-tur 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.

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

In der Höhe, aber auch funktional, umwelt-, klima- und bautechnisch, ragt der Commerzbank Tower von Nor-man 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 Ausstel-lung noch drei weitere Ergebnisse des zugehörigen Archi-tektur-Wettbewerbs im Modell (Bild 5). Zwar musste das Gebäude von Norman Foster den europäischen Hochhaus-rekord 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 anzu-ordnen, liegt an dieser Stelle nun ein lichtes und luftiges Atrium. Treppen und Aufzüge hingegen sind in den drei

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

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

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




senes Gerste-Silo der gleichnamigen Brauerei mit aufge-setztem, öffentlich zugänglichem Drehrestaurant in Bier-fassform samt Aussichtskanzel. Infolge von Brandschutz-auflagen muss der Betrieb des Ausflugsziels 2002 eingestellt werden, 11 Jahre später erfolgt der Abriss. Das Siegerpro-jekt eines internationalen Wettbewerbs sieht als Nachfol-gebau ein Hochhaus mit 135 Wohnungen vor, das in seiner Kubatur stark dem Vorgänger ähnelt und erneut von Dreh-restaurant und Aussichtsplattform gekrönt ist (Bild 10).

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 ge-sprengt 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




Rehabilitierung der Idee des Wohnhochhauses in der all-gemeinen Wahrnehmung zu verbreiten. Wie so oft folgt eine Übertreibung in entgegengesetzter Richtung. So geht der Trend heute hin zu hochpreisigen, luxuriösen Wohn-türmen, die wiederum nur einer besonderen Klientel offen stehen, diesmal den finanziell sehr leistungsstarken Bevöl-kerungsschichten. Eine soziale Mischung, immer wieder von der Politik propagiert und als Ziel einer demokrati-schen 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 über schau-bare Texte machen den Besuch der Ausstellung „Himmel-stürmend – Hochhausstadt Frankfurt“ zu einem kurzwei-ligen, informativen Erlebnis. Gegliedert sind Rundgang und Katalog zumeist nach Stadtteilen und deren Entwick-

6 Wohntürme

Gerade das Thema Wohnen in Hochhäusern hat in den letzten Jahrzehnten einen starken Wandel erfahren. Ge-schichtlich gesehen setzt sich die Wohnnutzung von Tür-men eher später durch als die Büronutzung. In sicherlich bester Absicht von Dichte und Urbanität, von sozialer Mi-schung und heller, luftiger Wohnqualität, entstehen in den 1960er Jahren jedoch eher nüchterne, anonyme Massen-quartiere, die vornehmlich einkommensschwächere Schich-ten nutzen. Die Folge sind Assoziationen von Abstieg und sozialem Brennpunkt bis hin zu erhöhter Kriminalitäts-rate. Sie begründen das schlechte Image von Wohn-Hoch-häusern in Deutschland. Mit Projekten wie dem Sonnen-ring (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

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

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

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

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




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 unre-gelmäßigen Abständen. Der nächste Termin ist noch offen.

Ausstellung:Himmelstürmend – Hochhausstadt Frankfurt Deutsches Architekturmuseum, Schaumainkai 43,60596 Frankfurt am Main8. 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 Frank-furt. 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,[email protected]

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 Ausstellungsbe-such auf dreierlei Art und Weise. Zum einen natürlich durch die Lektüre des umfangreichen und sorgfältig erarbeiteten Ausstellungskatalogs, der wertvolle Hintergrundinforma-tionen bereithält und unter dem Titel „Hochhausstadt Frankfurt“ im Prestel-Verlag erschienen ist. Die Informa-tionen hier sind tendenziell eher geschichtlicher, politi-scher und stadtplanerischer als baukonstruktiver Natur, was sicherlich der einschlägigen Ausbildung des Kurators und Politologen Philipp Sturm geschuldet ist.

Zum Zweiten bietet das Deutsche Architekturmu-seum 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 Frei-lichtmuseum stehen junge wie alte Protagonisten der Aus-stellung in ihrem städtischen Kontext. Die Europäische Zentralbank von Coop Himmelb(l)au und Bollinger und Grohmann, eins der jüngsten Hochhäuser, wird gerade be-zogen und bestrahlt schon hell den Frankfurter Nachthim-mel (Bild 15).

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


DOI: 10.1002/stab.201500232


Berichte

1 Einführung

Die konstruktive Gestaltung einer Schweißkonstruktion bestimmt ca. 80 % des Fertigungsaufwandes. Dem-zufolge haben der Architekt, der Sta-tiker und der Konstrukteur im Zu-sammenwirken mit dem Verantwortli-chen für die Fertigung nicht nur in sicherheits- sondern auch in kosten-technischer Hinsicht eine hohe Ver-antwortung zu tragen. Um dieses Zu-sammenwirken zu ermöglichen, wird von ihnen erwartet, dass sie fundierte Kenntnisse über die wichtigsten, ferti-gungsbestimmenden Einflussgrößen

vorweisen können. Ein wichtiges The-menfeld wird dabei durch die Schweiß-technik und das schweißgerechte Konstruieren besetzt. Das erforder-liche Wissen erstreckt sich dabei über die Werkstoffe und ihr Verhalten beim Schweißen, die Schweißprozesse selbst sowie die Bemessung und Konstruk-tion von Schweißkonstruktionen un-ter dem besonderen Aspekt der Qua-lität der Fügeverbindung und deren Sicherstellung.

Es kann davon ausgegangen wer-den, dass die Verantwortlichen in der Fertigung über dieses Wissen verfügen, da diese Stellen zwingend mit ausge-

bildeten Schweißaufsichtspersonen zu besetzen sind. Dagegen zeigen ins-besondere die Ergebnisse der Begut-achtung von Schadensfällen, aber auch Audits in Bemessungs- und Konstruk-tionsbüros im Zusammenhang mit der Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle (WPK) nach EN 1090-1 Anlage B, dass bei den Konstrukteuren und Bemessungsinge-nieuren, ob fertigungsbegleitend oder extern, noch Defizite vorhanden sind. Mit diesem Beitrag sollen Wege aufge-zeigt werden, wie die Wissensbasis in den Planungsbüros und -abteilungen verbessert werden kann.

2 Hauptsächliche Versagenszustände von Schweißkonstruktionen

An Stahlbaukonstruktionen ist vorran-gig mit – Verformungs- – Spröd- – Terrassen- und – Ermüdungsbrüchen

zu rechnen. Zur Vermeidung dieser Versagenszustände ist hierfür eine entsprechende Bemessung der Bau-teile vorzunehmen. Die Anordnung und Form der Bauteile, die Schweiß-nahtgeometrie, aber auch ihre Aus-führungsqualität bestimmen dabei je-doch die lokalen Spannungszustände. Die bestehenden Bemessungskon-zepte sind hingegen nur bedingt ge-eignet, diese lokalen Spannungskon-zentrationen abzubilden. Aus diesem Grund existieren eine ganze Reihe von Vorgaben in konstruktiver Hin-sicht und auch die Ausführungsqua-lität betreffend, um lokale Überbe-anspruchungen zu vermeiden. Diese Vorgaben als auch die Vorgaben aus den Dokumenten zur Bemessung der

Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten Bernd Kranz Steffen Wagner Steffen Keitel

Die Handelnden in der Kette beginnend beim Entwurf über die Bemessung, die Konstruk-tion 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 Erfah-rung in diesem Bereich ist festzustellen, dass die Vorschriften hinsichtlich der Bemes-sung und Konstruktion weitgehend beherrscht werden. Die fertigungsrelevanten Vorga-ben aus der DIN EN 1090 werden hingegen noch häufig nur unzureichend berücksichtigt. Mit diesem Beitrag sollen die sich daraus ergebenden Probleme dargestellt aber auch Lö-sungsmöglichkeiten 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 con-struction 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 fabrication- related 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.

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Berichte


[2] festgelegt. Eine dieser Pflichten ist beispielsweise die Dokumentenkon-trolle. Welche Kontrollen hinsichtlich schweißtechnischer Angaben in den Dokumenten (Fertigungsunterlagen) durchgeführt werden müssen, gibt die Norm DIN EN ISO 14731 [3] in ih-rem Anhang B vor. Eine Reihe der bereits oben formulierten Angaben sind dort aufgeführt. Diese Norm spricht ausdrücklich von der Kon-trolle 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 Festle-gungen aus der Entwurfsplanung, der Bemessung und der Konstruktion an-gewiesen. Bild 1 stellt die wichtigsten Aufgaben und die Zuordnung der Ver-antwortlichkeiten für die Planungs- und 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 Schweiß-aufsicht auf Angaben aus der Bemes-sung und Konstruktion angewiesen ist, soll darauf verweisen, dass die In-genieure und Techniker in den Ingeni-eurbüros und Konstruktionsabteilun-

Verformungs-, den Spröd- und den Terrassenbruch. Die Einhaltung von konstruktiven Details führt zur Ver-meidung von Spröd- und Ermüdungs-brüchen. Die Ermüdungsfestigkeit einer Schweißkonstruktion ist u. a. von der Bauform und der Nahtquali-tät abhängig. Deshalb sind Qualitäts-vorgaben unerlässlich.

3 Fertigungstechnisches Wissen von Schweißaufsichtspersonen, Bemes-sungsingenieuren und Konstrukteuren

Schweißaufsichtspersonen und dabei insbesondere jene Schweißfachingeni-eure, die im Bereich der Bauproduk-tenverordnung tätig sind, wurden in ihrer Ausbildung dahingehend ge-schult, die Konformität ihrer Produkte mit den aktuell geltenden Normen zu erklären (CE-Kennzeichnung). Diese Konformitätserklärung darf nur vor-genommen werden, wenn der Ferti-gungsbetrieb ein System der werksei-genen 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 be-zeichnen. In den Audits, die zur Ertei-lung 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

Konstruktion müssen in die Erstel-lung der Fertigungsunterlagen einflie-ßen. Es wird nachfolgend aufgelistet, welche Angaben auf Schweißzeich-nungen zwingend erscheinen müssen, und welche prinzipiell in angepasster Form auch auf andere Branchen als der des Stahlbaus übertragen werden könnten. – Ausführungsklasse – Beanspruchungsart (vorwiegend ru-

hend, zyklisch) – Abmessungen und Werkstoff der

einzelnen Bauteile gemäß statischer Berechnung

– Anordnung und Form der Bauteile gemäß normativer Vorgaben (bei-spielsweise Anschrägungen des di-ckeren Bleches bei Blechdicken-sprüngen am Stumpfstoß)

– Güte des Grundwerkstoffs (Zähig-keit und Z-Güte) und des Schweiß-zusatzes (Zähigkeit)

– Toleranzangaben – Angabe von Schweißverbindungen

mit Hilfe der entsprechenden inter-national gültigen Symbolik

– Festlegung des Schweißzusatzes – Nahtqualität und Zusatzanforde-

rungen, die durch Qualitätsnormen nicht erfasst werden

– Schraubverbindungen unter Be-rücksichtigung ihrer Art (Scher-Lochleibung, Durchstanzen, Vor-spannung usw.) und Angabe even-tueller Vorspannkräfte

– Korrosionsschutzsysteme – Prüfumfänge

Die erforderlichen Angaben entsprin-gen u. a. der Auswertung von Einsatz-bedingungen der Schweißkonstruk-tion, die bereits beim Entwurf, d. h. durch den Entwurfsplaner (z. B. Ar-chitekt) ermittelt werden müssen und nach denen sich der Bemessungsinge-nieur (Statiker) bei der Auslegung der Konstruktion richten muss. Der Kon-strukteur, der neben der Erstellung der Zeichnung auch für die Bemes-sung von Anschlüssen zuständig sein kann, verfeinert diese Angaben. Er hat dabei darauf zu achten, dass er auf den Ausführungszeichnungen die In-formationen aus der Bemessung auf-führt und die aus seiner Tätigkeit ent-springenden Ergänzungen macht. Die vollständige Angabe der Werkstoffbe-zeichnung benennt die Festigkeit, die Zähigkeit und die Brucheinschnürung im Zugversuch in Dickenrichtung und verhindert dabei beispielsweise den

Bild 1. Verantwortlichkeiten bei Stahlbauprojekten Fig. 1. Responsibilities for steelwork projects


Berichte


Gültigkeit der Nachweisformate für Schraub- und Schweißverbindungen sichergestellt ist [1]. Weiterhin werden häufig nur die Festigkeits- nicht je-doch die Zähigkeitsanforderungen an den Werkstoff formuliert. In der Ver-gangenheit hat der Statiker dieses in die Verantwortung des Konstrukteurs geben können. Mit den neuen, euro-päischen Bemessungsregeln [1] ist dies nicht mehr möglich.

Die Auditierung im Rahmen der werkseigenen Produktionskontrolle verlangt zudem einen Nachweis einer hinreichenden fachspezifischen Aus-bildung des technischen Personals. Diese kann über die Vorlage von Teil-nahmebestätigungen an entsprechen-den Schulungen oder auch mit Zeug-nissen etc. nachgewiesen werden. Ist dies nicht möglich, wird stattdessen ein persönliches Fachgespräch durch-geführt, bei dem die Eignung festge-stellt wird. Statiker vernachlässigen zumeist, dass sie die Ausführungs-klasse angeben und neben der Festig-keit auch die Zähigkeit des Werkstof-fes ermitteln müssen. Bei den Kon-strukteuren sind hingegen die meisten Defizite in den Schraub- und Schweiß-nahtnachweisen und bei der Bestim-mung der Z-Güte zu verzeichnen. Häufig wissen sie zudem nicht, wel-che Informationen sie vom Statiker zu erhalten haben und welche Anga-ben aus der Statik und seiner Tätig-keit in Anlehnung an Bild 1 an die Fertigung weiterzuleiten sind.

Es muss zusammenfassend fest-gestellt werden, dass es erforderlich ist, noch stärker an der Verbesserung des Ausbildungsstandes zu arbeiten und den Bemessungsingenieur und den Konstrukteur näher mit den ferti-gungstechnischen 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 unter-liegen sie, wie auch die Schweißauf-sicht, der gleichen Produkthaftung.

4 Erfahrungen aus der Ausbildung von Schweißkonstrukteuren

Der DVS und insbesondere die Schweißtechnischen Lehr- und Ver-suchsanstalten Deutschlands bemü-hen sich seit Jahrzehnten um die schweißtechnische Ausbildung von

normativ vorgeschriebenen Konstruk-tionsdetails abgewichen bzw. bleiben unberücksichtigt.

Fertigt ein Stahlbaubetrieb nicht nur nach beigestellten Unterlagen, sondern übernimmt auch die Verant-wortung für die Bemessung und Kon-struktion, so ist er verpflichtet, diesen Bereich in seine Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle (WPK) nach DIN EN 1090 [1] einzu-beziehen. Die Autoren führen dazu Audits in Bemessungs- und Konstruk-tionsbüros sowie -abteilungen von Stahlbaubetrieben durch. Sie sind die zweite Quelle, aus denen sie die dar-gelegten Erfahrungen schöpfen. Hier bestätigen sich zunächst erst einmal die Erfahrungen aus den Schadensbe-gutachtungen, die nicht noch einmal wiederholt werden sollen. Hinzu kom-men an dieser Stelle jedoch zusätzli-che Kenntnisse über den Ausrüstungs- und 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 im-mer nicht vollständig vor. Sie werden zumeist erst dann beschafft, wenn das Problem der Bemessung eines solchen Bauteils ansteht. Bei der Bemessungs-software wird aus Kostengründen mit Versionen gearbeitet, die nicht mehr dem aktuellen Stand des Regelwerkes entsprechen. Hier wird häufig erst um-gerüstet, wenn der Prüfstatiker dies verlangt oder die Zertifizierung an-steht und der Auditor diese Forderun-gen stellt.

Beim Ausbildungsstand ist zu vermerken, dass in den letzten Jahren ein Großteil der Bemessungsingeni-eure Weiterbildungen zur neuen Stahl-baunormenreihe EN 1993 (Euro-code 3) besucht haben. Das ist zu-nächst erst einmal als eindeutig positiv zu bewerten. Ein Manko weisen diese Weiterbildungsmaßnahmen jedoch fast durchgängig auf. Die Anfor de run-gen aus der Fertigung kommen darin häufig zu kurz. Im Audit äußert sich dies beispielsweise darin, dass der Statiker nichts mit der Ausfüh rungs-klasse anfangen kann. Es ist nur We-ni gen klar, dass damit die erforderliche Qualität (nicht nur in schweiß tech ni-scher Hinsicht) festgelegt wird, sondern damit auch beispielsweise erst die

gen ebenfalls verpflichtet sind, sich mit den Regeln der schweißtechni-schen Fertigung auseinanderzusetzen. Hier sind jedoch häufig noch große Defizite festzustellen. Diese Aussage wird hauptsächlich durch gesammelte Erfahrungen der Autoren auf im We-sentlichen zwei Gebieten gestützt. So-wohl bei der Schadensfallbegutach-tung als auch bei der Auditorentätig-keit im Zuge der Zertifizierung der werkseigenen Produktionskontrolle nach DIN EN 1090 [1] werden diese Defizite sichtbar.

Zunächst soll auf die Begutach-tung von Schadensfällen eingegangen werden. Statistisch ist die nachfol-gende Aussage zwar nicht belegt, al-lerdings muss festgestellt werden, dass sich an Konstruktionen des Maschi-nen- und Stahlbaus Ermüdungsphä-nomene häufen. Stahlbauer werden zudem oft mit Problemen konfron-tiert, die sich aus dem Korrosions-schutzsystem Verzinken ergeben. Bei der Schadensanalyse erfolgt neben der Beurteilung der Bruchflächen auch eine Sichtung der technischen Unter-lagen. Dabei ist festzustellen, dass diese zumeist unvollständig sind und einige der im Abschnitt 2 genannten Mindestangaben fehlen. Eine Rang-folge 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 vor-genommen wurde, dann häufig nur unter der Annahme vorwiegend ru-hender Beanspruchung. Zyklische Be-anspruchungen werden meist mit Zu-schlägen auf die statische Festigkeit abgegolten, ohne zu beachten, dass es sich um eine völlig andere Versagensart handelt. Zustände während der Ferti-gung (beispielsweise Verhalten der Bauteile im Verzinkungsbad) oder auch Montagezustände werden nicht selten nur unzureichend erfasst. Schweiß-nahtangaben sind oft ungenügend oder fehlen teilweise komplett. Es werden keine Angaben zur erforderli-chen Nahtqualität bzw. Anmerkun-gen, nach denen man sich die entspre-chende Nahtqualität ableiten kann, gemacht. Bei den Werkstoffbezeich-nungen ist zwar die Festigkeit angege-ben, die erforderlichen Zähigkeitsan-gaben bzw. Z-Güten werden häufig vernachlässigt. Zudem wird von den


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Berichte


Stahlbaus nicht mehr vollumfänglich gerecht wird.

5 Modifiziertes Konzept für die Aus-bildung zum Schweißkonstrukteur

Auf Basis der vorhandenen Erfahrun-gen hat sich die SLV Halle GmbH dazu entschlossen, einen modifizier-ten Grundlehrgang zum Schweißkon-strukteur anzubieten. Mittelfristig wird eine Überarbeitung der Richtlinie 1181 über den Ausschuss für Bildung des DVS mit seiner Arbeitsgruppe „Schulung und Prüfung“ (AGSP) an-gestrebt.

Wie bereits angedeutet, wird der modifizierte Lehrgang in Anlehnung an den des Schweißfachingenieurs unter Konzentration auf die grundle-gendsten bemessungs-, konstruktions- und fertigungsrelevanten Inhalte durchgeführt. Die Vermittlung der Grundlagen erfolgt an Beispielen des Bauwesens für Stahl- und Aluminium-konstruktionen. An die Stelle des mo-dularen Aufbaus tritt ein vierwöchiger Basislehrgang B (s. Bild 3), der jedoch nicht hintereinander, sondern verteilt über ein halbes Jahr stattfindet.

Der Teilnehmer wird damit im-mer nur für kurze Zeit, d. h. arbeitge-berfreundlich, aus dem Arbeitsprozess genommen und ist in der Lage, bereits erworbenes Wissen sofort in seiner praktischen Tätigkeit anzuwenden und daraus resultierende Fragen in ei-ner der späteren Ausbildungswochen einzubringen. Der Lehrgang ist Bemes-sungsingenieuren und Konstrukteuren mit mindestens einem Technikerab-schluss vorbehalten. Auf Konstruk-tionsübungen, wie sie in der aktuellen DVS-Richtlinie [6] vorgesehen sind,

auf Augenhöhe mit der Schweißauf-sicht verständigen soll.

Der Konstrukteur hebt sich vom Technischen Zeichner dadurch ab, in-dem ihm verantwortungsvolle und si-cherheitsrelevante Aufgaben wie u. a. die Bemessung von Anschlüssen anver-traut werden. Ein Vorgesetzter verlangt genau dies von seinem Mitarbeiter nach Absolvierung des Schweißkon strukteur-Lehrgangs. Die Erfahrung lehrt, dass deshalb die Ausbildung zum Schweiß-konstrukteur hauptsächlich Bemes-sungsingenieuren und Kon strukteuren mit mindestens einem Technikerab-schluss vorbehalten sein sollte.

Aus den vorangegangenen Be-trachtungen ist ersichtlich, dass die DVS-Richtlinie 1181 in ihrer jetzigen Form den aktuell anstehenden Forde-rungen an einen Schweißkonstruk-teur zumindest für den Bereich des

Bemessungsingenieuren und Kon-strukteuren. Dazu werden Schweiß-konstrukteur-Lehrgänge nach Richt-linie DVS 1181 [1] angeboten, die in einwöchige Module unterteilt sind.

Eine bestandene Zwischenprü-fung nach dem ersten, einwöchigen Grundlehrgang G berechtigt den Teil-nehmer zur Teilnahme an einem oder mehreren der nachfolgenden Aufbau-lehrgänge A (Bild 2). Jedes Aufbaumo-dul A ist ebenfalls in einer Woche ab-solvierbar. Zugelassen sind Technische Zeichner, Meister des metallverarbei-tenden Handwerks bzw. Industrie-meister Metall, Techniker mit aner-kanntem Abschluss bzw. Diplominge-nieure. Bereits nach DVS-Regularien ausgebildete Schweißfachmänner, -techniker und -ingenieure können den Grundlehrgang und die Zwischen-prüfung überspringen.

Aus der Übersicht der Lehrgangs-module 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 ver-gleichsweise wenig, wenn man sich die Ausbildung einer Schweißauf-sichtsperson vor Augen führt. Hier beträgt sie ca. 13 Wochen. Sicher sind nicht alle Inhalte aus der Schweiß-fachingenieurausbildung für den Kon-strukteur relevant. Allerdings ist das Ungleichgewicht unübersehbar, wenn davon ausgegangen werden kann, dass sich der Schweißkonstrukteur

Bild 2. Bestehendes System zur Ausbildung von Schweißkonstrukteuren Fig. 2. Existing system of the education of welding designers

Bild 3. Modifiziertes Konzept zur Ausbildung zum Schweißkonstrukteur Fig. 3. Modified concept of the education of welding designers


Berichte


6 Zusammenfassung

Mit Fachwissen ausgestattete Schweiß-konstrukteure sind für die Kette Entwurf, Bemessung, Konstruktion, Arbeitsvorbereitung, Fertigung und Montage von außerordentlicher Wich-tigkeit. Aufgrund der Erfahrungen aus Begutachtungen von Schadensfällen, der Begutachtung von Ingenieurbüros und Konstruktionsabteilungen im Zuge der Zertifizierung der werkseige-nen Produktionskontrolle nach DIN EN 1090 sowie der bisherigen Ausbildung zum Schweißkon strukteur wurde die Notwendigkeit der konzep-tionellen Überarbeitung von Schweiß-konstrukteur-Lehrgängen herausgear-beitet. Es wurden sowohl Inhalte als auch der zeitliche Ablauf eines neu konzipierten Lehrganges zum Schweiß-konstrukteur vorgestellt.

Literatur

[1] DIN EN 1090-1: Ausführung von Stahltragwerken und Aluminiumtrag-werken – Konformitätsnachweisverfah-ren für tragende Bauteile. Berlin: Beuth Verlag 2012.

[2] DIN EN ISO 3834-1: Qualitätsanfor-derungen für das Schmelzschweißen von metallischen Werkstoffen – Krite-rien für die Auswahl der geeigneten Stufe der Qualitätsanforderungen. Ber-lin: Beuth Verlag 2006.

[3] DIN EN ISO 14731: Schweißaufsicht – Aufgaben und Verantwortung. Berlin: Beuth Verlag 2006.

[4] DIN EN 1993-1-8: Bemessung und Kon struktion von Stahlbauten – Be-messung von Anschlüssen. Berlin: Beuth Verlag 2010.

[5] DIN EN 1993-1-10: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten – Stahl-sortenauswahl im Hinblick auf Bruch-zähigkeit und Eigenschaften in Dicken-richtung. Berlin: Beuth Verlag 2010.

[6] Richtlinie DVS 1181: DVS-Lehrgang Schweißkonstrukteur. Düsseldorf: DVS Verlag 1999.

[7] DIN-Fachbericht ISO/TR 581: Schweiß barkeit – metallische Werk-stoffe – Allgemeine Grundlagen. Berlin: Beuth Verlag 2007.

Autoren dieses Beitrages:Dr.-Ing. Bernd Kranz, [email protected],Dipl.-Ing. Steffen Wagner, [email protected],Prof. Dr.-Ing. Steffen Keitel, [email protected],Schweißtechnische Lehr- und Versuchsanstalt Halle GmbH, Köthener Straße 33a, 06118 Halle an der Saale

möchten, aber nicht primär mit Stahl-konstruktionen des Hochbaus zu tun haben, muss noch folgendes bemerkt werden. Es ist richtig, dass diese Aus-bildung zunächst erst einmal auf den Stahlbauer zugeschnitten ist. Allerdings ist darauf hinzuweisen, dass diese Bran-che ein in sich geschlossenes Regel-werk 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 Regelwer-ken des Stahlbaus orientieren. Dabei sind Branchen wie beispielsweise der Maschinen-, der Fahrzeug- oder auch der Kranbau zu nennen. Nach Absol-vierung des Lehrgangs dürfte einer schnellen Einarbeitung in die Regel-werke dieser Branchen nichts im Weg stehen. Weiterhin besteht auch die Möglichkeit, aufbauende Weiterbil-dungsangebote zu nutzen. Die Schweiß-technischen Lehr- und Versuchsan-stalten Deutschlands bieten diese nicht nur für die Branchen des Druck-geräte-, des Maschinen- und des Fahr-zeugbaus an. Eine Teilnahme an Wei-terbildungslehrgängen, die den Werk-stoff und sein Verhalten bei der schweißtechnischen Verarbeitung in den Vordergrund stellen sowie an Lehrgängen zu speziellen Schweiß- und Prüfverfahren, ist möglich. Dem Ausbildungskatalog der Schweißtech-nischen Lehr- und Versuchsanstalten können nähere Informationen ent-nommen werden.

wird weitestgehend verzichtet. Die ge-wonnene Zeit wird effektiv zur Vertie-fung anderer Themen genutzt. Der Lehrgang wird dazu inhaltlich an den Maßnahmen ausgerichtet, die zur Ver-meidung von Verformungs-, Spröd-, Terrassen- und Ermüdungsbrüchen er-griffen werden müssen. Diese Maß-nahmen sind an der Schweißbarkeit eines Bauteils ausgerichtet, die wiede-rum gemäß dem Fachbericht DIN ISO/TR 581 [1] an das Dreigestirn von Werkstoff (Schweißeignung), Ferti-gung (Schweißmöglichkeit) und Kons-truktion (Schweißsicherheit) geknüpft sind. In diesem Sinne muss der Lehr-gang ebenfalls durchgeführt werden.

Bevor die Bemessung sowie die Ausführung von konstruktiven De-tails behandelt werden, wird auf die zurzeit gängigsten Konstruktions-werkstoffe und ihr Verhalten beim Schweißen eingegangen (Bild 4). Da-bei stehen die un- und niedriglegier-ten Baustähle, Feinkornbaustähle, korrosionsbeständige Stähle und Alu-miniumlegierungen im Vordergrund. Bei den Schweißprozessen werden aufgrund ihrer häufigen Anwendung zunächst die Lichtbogenschweißpro-zesse im Vordergrund stehen und u. a. zugehörige Fugenformen, mögliche Schweißpositionen und die entspre-chende Darstellung auf Zeichnungen behandelt. Viel Raum werden auch die Qualitätssicherung und die dafür erforderliche zerstörende und zerstö-rungsfreie Werkstoffprüfung einneh-men (vgl. Bild 4).

Für all jene, die sich unter diesen Gesichtspunkten ausbilden lassen

Bild 4. Hauptinhalte im modifizierten Ausbildungsprogramm Fig. 4. Main content on the modified education program



DOI: 10.1002/stab.201420238

Berichte

40 Jahre Dortmunder Modell Bauwesen

Die Fakultät Architektur und Bauin-genieurwesen der TU Dortmund be-ging am 27. November 2014 mit einem internationalen Symposium und einem Festakt ihr 40-jähriges Bestehen. Rund 150 Personen nahmen an der Fachta-gung 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 Ge-schichte und Theorie der Architektur beim internationalen Symposium an-lässlich des Jubiläums.

Seit der Gründung durch die Ar-chitekten Professor Harald Deilmann und Josef Paul Kleihues sowie die Bauingenieure Hermann Bauer und Stefan Polónyi zeichnet sich das Dort-munder Modell durch eine interdiszi-plinäre Zusammenarbeit zwischen den beiden Fachbereichen aus. Bis heute ist diese Kooperation in der deutschen Hochschullandschaft einzigartig. Die enge Verzahnung der Ausbildung er-möglicht fächerübergreifende Projekte, in denen das technisch-wissenschaft-liche Bauwesen und die künstlerisch ausgerichtete Architektur gegenseitig von den Sichtweisen und Erfahrun-gen des anderen profi tieren [1].

Der Dortmunder Oberbürger-meister Ullrich Sierau lobte in seinem Grußwort diesen interdisziplinären Ansatz und würdigte das Engagement aller Beteiligten. Als einer der Grün-dungsväter erläuterte Stefan Polónyi die Philosophie des Dortmunder Mo-dells Bauwesen: „Das Vorgehen der Ausbildung ist, eine theoretische Ba-sis zu vermitteln, mit der man in die praktischen Themen einsteigen kann. Später stellt man fest, dass die Natur

der Theorie nur eingeschränkt ent-spricht. Der umgekehrte Weg ist kon-sequenter und erfolgversprechender.“ Man gehe nicht aus der Theorie in die Praxis, sondern man bemühe sich, für die praktischen Erkenntnisse einen theoretischen Zusammenhang zu fi n-den. Am eff ektivsten ist ein projekt-orientiertes Studium, wie es im Dort-munder Modell Bauwesen seit 40 Jah-ren erfolgreich praktiziert wird.

Das Symposium drehte sich um das Thema „Die Geburt der Architek-tur aus dem Geist der Konstruktion“. Referentinnen und Referenten von der Harvard University, der ETH Zürich und verschiedenen deutschen Hoch-schulen widmeten sich dem Verhältnis von Architektinnen und Architekten sowie von Ingenieurinnen und Inge-nieuren in der Geschichte ebenso wie Problemen der heutigen Baukultur. Die abschließende Podiumsdiskussion be-schäftigte sich mit der Frage, wie sich die Baukultur in Zukunft gestalten wird. Das integrierte Ausbildungsmo-dell für alle am Baugeschehen Beteilig-ten kann hier richtungsweisend sein.

Zur Gründungsphilosophie des Dort-munder Modells BauwesenStefan Polónyi

Herr Töpfer, Herr Oberbürgermeister Sierau, Herr Staatssekretär von der Mühlen, Frau Prorektorin Welzel, Pristine Magnifi ce Klein, Spectabiles, liebe Studentinnen und Studenten einschließlich Alumnis, Kolleginnen und Kollegen, Freunde des „Dortmun-der Modells Bauwesen“

Geschichtliches

Im Kaiser- und im Dritten Reich war man nicht geneigt – wenn auch aus unterschiedlichen Gründen – in Ar-

beiterstädten Universitäten zu grün-den. So bestand nach dem Zweiten Weltkrieg ein großer Nachholbedarf. Es wurde unter anderem beschlossen, in Bochum eine Universität und in Dortmund eine Technische Universi-tät zu etablieren. Bochum wurde aus parteipolitischen Gründen zeitlich vor-gezogen, zu einer Zeit, als das Land reichlich Geld hatte. Dortmund wurde in der Zeit einer Wirtschaftskrise ge-gründet. In Bochum erhielt die Fakul-tät für Physik einen Lehrstuhl für Me-chanik, den Professor Zerna mit viel Geschick zu einer Bauingenieurfakul-tät ausbaute. Quasi eine Schwarzgrün-dung. Hier sollten Bauingenieure auf hohem theoretischem Niveau ausge-bildet werden. Da die Industrie mit den Absolventen wenig anfangen konnte, hat man die Fakultät kom-plettiert und auch mit einem präch-tigen Versuchslabor ausgestattet. Das heißt, die Ruhruniversität Bochum hat die Bauingenieurfakultät, die eigent-lich zur Technischen Universität ge-hört, von Dortmund weggenommen.

Die Dortmunder Anstalt hieß zu-erst Universität, da sie einige auch nicht technische Funktionen überneh-men musste. Als letzte Fakultät sollte nun eine für Architektur kreiert wer-den. 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 Pfeiff er, den ich hier herzlich begrüße. Später wurde er auch Professor der Fakultät. Die Vorstellung des Ministe-riums 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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haben sich auf das berechnen be-schränkt, 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 da-raus dann alles weitere abzuleiten, seit Pythagoras die mathematische Regel-mäßigkeit in der Schöpfung zu erken-nen. Dies ist ein deduktiver Vorgang: die Ableitung der Einzelheiten aus einem Ansatz, aus einer Annahme. Diese Methode ist für die Naturwis-senschaften nicht geeignet. Die Natur-wissenschaften bemühen sich aus Ein-zelerkenntnissen global gültige Zu-sammenhänge festzustellen. Das heißt, die Naturwissenschaften arbeiten in-duktiv. Während die Geisteswissen-schaftler ihr Denkgebäude, wie auch die Politiker, aus Gegensätzen – siehe Hegel These Antithese Synthese – auf-bauen, suchen die Naturwissenschaft-ler die Gemeinsamkeiten, und bemü-hen sich, den Gültigkeitsbereich der erkannten Zusammenhänge zu erwei-tern. Obwohl in dem Vorgehen der Na-turwissenschaften die induktive Me-thode allgemein akzeptiert ist, wird die Lehre mindesten in den Ingenieurstu-diengängen deduktiv vermittelt. Das heißt, zuerst wird das Wie und da-nach das Was dargeboten. Das bedeu-tet, dass die Studenten in der Unter-stufe 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 Ma-thematik 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 vollkom-men uninteressant: Er braucht das Er-gebnis. Da den Studenten die Anwen-dung 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 Fach-kräften aus Nicht-EU-Ländern zu de-cken, ist zu begrüßen, aber wir könn-ten das Ingenieurstudium auch attrak-tiver gestalten. Genau das war unsere

für die Lösung gewisser Probleme im Projekt eine breitere theoretische Ba-sis erforderlich ist, dann wird diese an mehreren Tagen hinter einander erar-beitet. Dies wurde von der Universitäts-verwaltung mit der Begründung abge-lehnt, 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 Pfl ichtpunkte in den Grundfächern. Weitere Punkte könnte man in ein-schlägigen Themen auch an anderen Fakultäten, sogar an anderen Univer-sitäten – 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 ge-scheitert, weil unser Vorlage nicht der Rahmenprüfungsordnung entsprach. Dass Fächer projektorientiert angebo-ten werden, wurde mit Rücksicht auf Studienortswechslern auch nicht ak-zeptiert. 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 Gründungskonzep-tes ein Torso, aber immerhin.

Wissenschaftsphilosophie

Man sagt, dass in der Mitte des 19. Jahr-hunderts sich der Beruf des Baumeis-ters gespalten hat in Architekt und Statiker. Genau gesehen triff t dies nicht zu. Es hat sich eigentlich nicht gespalten, sondern zu dem Baumeis-ter kam der Statiker dazu. Der Stati-ker, der auf der Basis der theoreti-schen Mechanik in der Lage war, die Beanspruchungen von Bauwerken zu quantifi zieren. Wie weit seine Berech-nung, 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 basie-renden 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, schließ-lich ist viel Mathematik drin, und sie

eine Fakultät für Bauwesen mit den Studiengängen: B1 Architektur und Städtebau, B2 Konstruktiver In ge-nieur bau, B3 Bauproduktion und Bauwirtschaft. Es sollte noch ein Stu-diengang B4 Technische Gebäudeaus-rüstung dazukommen, aber dafür hatte das Land kein Geld, es wurde daraus nur ein Lehrstuhl. Welche Be-deutung im Bauwesen die technische Gebäude ausrüstung hat, merkt man jetzt am Berliner Flughafen. Vielleicht sollte man noch einen Anlauf machen.

Der Gründungsausschuss hatte als Gründungsprofessoren für B1 Jo-sef Paul Kleihues, für B2 mich, für B3 Hermann Bauer vorgeschlagen. Auf der ersten Fakultätssitzung beschlos-sen wir die Übernahme von Prof. Ha-rald Deilmann in unsere Fakultät.

Es war nicht Harald Deilmanns Absicht, eine Deilmann-Architektur-schule aufzubauen. Die Entwurfspro-fessoren waren hoch profi liert mit ih-ren eigenen Stilrichtungen – Kleihues, von Busse und dann Bofi nger, Sawade, Pfeiff er. Die Studenten hatten die Wahl und die Chance, ihren eigenen Stil zu fi nden.

Besondere Bedeutung hatte der Studiengang B3 Bauproduktion und Bauwirtschaft, der von Hermann Bauer aufgebaut wurde. Nach meinen Informationen war dieser Studien-gang der erste im deutschsprachigen Gebiet und er diente als Vorbild für den Aufbau dieser Studiengänge an anderen Hochschulen, wo die Assis-tenten Prof. Bauers dann Gründungs-professoren wurden.

Die Ausbildung

Die Gründungsprofessoren mit reich-licher Berufspraxis in der Zusammen-arbeit Architekt Ingenieur meinten, dass sie ihre Erfahrungen den Studen-ten als Basis für die berufl iche Lauf-bahn vermitteln sollten. Hierfür eignet sich ein projektorientiertes Studium, wobei die Architektur- und Ingenieur-studenten drei Projekte plus einer Di-plomarbeit zusammen bearbeiten – wie in der Praxis. Die einzelnen Fä-cher 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 ge-schlossen behandelt werden. Stellt sich beispielsweise sich heraus, dass


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Frage kam, dafür sorgte das Staats-hochbauamt. Wir durften bei der Fern-universität Hagen, bei der Universität Bielefeld mitwirken, aber nicht an der Universität Dortmund.

Das Dortmunder Modell Bauwe-sen ist sehr betreuungsintensiv, nicht nur bezüglich der Projektbetreuung. Die Lehrinhalte und deren zeitliche Reihenfolge müssen zwischen den ein-zelnen Fächern abgestimmt und den Projekten angepasst werden. Glückli-cherweise hatten wir die Gelegenheit, erfahrene Kollegen zu der Betreuung der Projekte als Lehrbeauftragte zu ge-winnen. Viele Gastvorträge haben das Lehrangebot bereichert.

Die Forschungsarbeit der Archi-tekten und Tragwerksplaner fi ndet primär in der sogenannten „Nebentä-tigkeit“ statt. Ich weiß nicht, was ich den Studenten erzählt hätte ohne die Informationen, die mir durch die Zu-sammenarbeit mit den namhaftesten Architekten zugefl ossen sind. Diese Erfahrung kann man nicht aus der Li-teratur holen.

Wir waren bemüht, das gestalte-rische Vermögen der Studenten zu ent-wickeln, 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 ver-standen. Und in der Tat hat es Ein-fl uss auf die Ausbildung der Architek-ten und Ingenieure. Freilich, die Ver-änderungen bestehender Strukturen an etablierten Universitäten benöti-gen längere Zeit: ein bis zwei Profes-sorengenerationen. 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 „Dort-munder Produktion“ ist beträchtlich. Allein von meinen Mitarbeitern, Dok-toranden 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 Dortmun-der Modells. Mir hat das Dortmunder Modell drei Ehrendoktortitel einge-bracht, aber das ist nicht mein Ver-dienst, sondern das von Harald Deil-mann. Ihm ist diese Ehre Dank des

ren viele Fächer gemeinsam: Bauge-schichte, Baukonstruktion, Tragkon-struktion, Bauphysik, Baustoff kunde, Grundbau, Technische Gebäudeaus-rüstung und auch die Fächer der Bau-produktion und Bauwirtschaft sowie Baurecht (Vertragsrecht, Haftungs-recht). 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 Trag-verhalten kennen, aber die Quantifi -zierung können sie den Ingenieuren überlassen.

In der üblichen Ausbildung ler-nen die Ingenieurstudenten im Fach Statik Stabwerksysteme und deren Be-rechnung. Es wird ihnen eingeprägt, dass ihre Aufgabe daraus besteht, die gelernten Systeme im Entwurf des Ar-chitekten unterzubringen. Aber die Aufgabe ist nicht das Tragwerk, son-dern die Abgrenzung des Raumes bzw. die Plattform für den Verkehr. Daher stellt sich die Frage: wie muss die Flä-che geformt sein, wie muss sie aus-gebildet 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 Leicht-athletikhalle in Dortmund, die dann den Namen Helmut-Körnig-Halle be-kam, zu planen. Unser Entwurf stand schon, als wir mit Harald Deilmann den Studenten diese Aufgabe zum 3. Projekt stellten. Wir baten den pla-nenden Architekten Reinhard Klippel, den Architekten der Stadt, das Pro-jekt in Rahmen eines Lehrauftrages mit zu betreuen. Den Studenten stell-ten 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 Stu-denten 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 ande-ren Universitäten Usus war, hätten beteiligen können. Dass dies nicht in

Zielsetzung im Rahmen des Dortmun-der Modells, wobei, wie bereits er-wähnt, uns enge Grenzen gesetzt wur-den. Die Vereinheitlichung des Stu-diums im Bachelor/Master-System fördert die Kreativität nicht und dient nicht der Fähigkeitsentwicklung. Die Primäraufgabe der Hochschullehrer, der Lehrer ist, die Studenten neugie-rig 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 Brü-cken, das wir mit Harald Deilmann ausgegeben haben, waren alle Ent-würfe der Gruppe, die von Bicken-bach und Bollinger betreut wurden, exzellent. Ich bedankte mich bei den beiden und gratulierte ihnen. Herr Bi-ckenbach sagte auf seiner bescheide-ner Art: „Aber Professor Deilmann war auch oft dabei.“ Als ich dies Harald Deilmann erzählte, fragte ich ihn: „Ha-rald, was hast du dabei gemacht?“ „Ich, nichts. Ich habe sie nur ermutigt.“

Die gemeinsame Ausbildung von Architekten und Bauingenieuren

Die gemeinsame Ausbildung der Ar-chitekten 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, gegensei-tig kennenlernen und dass ihre Kennt-nisse eine entsprechende Überlappung haben.

Bei der Bauingenieurausbildung haben wir uns auf die architektur-affi nen Themen beschränkt, also Trag-werksentwurf/Statik und Bauproduk-tion/Bauausführung – Bauwirtschaft. Straßen- und Eisenbahnbau sowie Wasserbau konnten in Dortmund nicht angeboten werden. Wenn jemand in diesen Gebieten Erkenntnisse erwer-ben will, kann er diese in Bochum ho-len. 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 Stu-diums kennenlernen, die Tätigkeiten der anderen beschnuppern und sogar die Zusammenarbeit üben. Die Ar-chitektur- und Ingenieurstudenten hö-


Berichte


Universitäten und über den Einfl uss des Dortmunder Modells Bauwesen auf die Ausbildung von Architekten und Bauingenieure ganz allgemein er-arbeiten. Ich denke, es würde sich loh-nen. Herr Staatssekretär, wir rechnen mit Ihrer Unterstützung.

Ich bin dankbar, dass ich am Dort-munder Modell mitwirken durfte und danke allen, die am Aufbau des Dort-munder Modells Bauwesen beteiligt waren für ihren Einsatz und den Stu-denten, die uns Freude an unserer Tä-tigkeit bereiteten.

Mein Dank gilt auch Ihnen meine Damen und Herren dafür, dass Sie mir so geduldig zugehört haben.

Univ.-Professor em. Dr.-Ing. E.h. mult. Stefan Polónyi, Köln

Literatur

[1] Hettler, A.: Die Bauingenieurausbil-dung und das Dortmunder Modell Bau-wesen. Bautechnik 78 (2001), H. 4, S. 229–235.

reihe unter der Leitung von Professor Meckler weitergeführt wird. Die von von Busse, Bofi nger, Nalbach durch-geführten 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 Fach-kreisen große Aufmerksamkeit erlangt hat. Dies sind nur einige erwähnens-werte Ereignisse aus meiner Zeit. Schließlich bin bereits seit 19 Jahren emeritiert. Frau Lichtenstein kann kompetenter berichten.

Evaluierung

Nun ist das Dortmunder Modell Bau-wesen 40 Jahre alt geworden, es ist Zeit, die Ausbildung der Architekten und Bauingenieure zu evaluieren. Wir sollten eine Studie über das Dortmun-der Modell, dessen Grundprinzipien, deren Realisierung, Entwicklung, Er-folge/Mängel, Vergleich mit der Aus-bildung anderer deutschsprachiger

Neides der Architektenkollegen er-spart geblieben. Nach Wilhelm Busch: „Der Neid ist die Aufrichtigste Form der Anerkennung.“

Das Dortmunder Modell Bauwe-sen ist auch rasch international be-kannt geworden, z. B. durch den Stu-dentenaustausch mit der University Kansas: Unsere erste Austauschstu-dentin 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 Architektur-contor Potsdam und als Architektin Professorin in der Bauingenieurfakul-tät der Hochschule Brandenburg. Ich darf sie hier ganz herzlich begrüßen. Die von Josef Paul Kleihues organi-sierten Dortmunder Architekturtage mit namhaften Gästen aus In- und Ausland haben zum Bekanntheitsgrad des Dortmunder Modells wesentlich beigetragen. Die Dortmunder Archi-tekturtage sind in einer bedeutenden Schriftenreihe dokumentiert. Es ist erfreulich, dass diese Veranstaltungs-

Aktuell

Internationaler Contest im Bau-ingenieurwesen – The Art of Structural Design

Diesen internationalen Wettbewerb hat Nemetschek Scia am 1. Dezember 2014 gestartet. Schwerpunkt dieses zum neunten Mal ausgetragenen Wettbe-werbs werden Arbeiten von Statikern und Bauingenieuren und den kreativen Designern sein.

An diesem alle zwei Jahre stattfi nden-den Wettbewerb können alle Anwender einer von Nemetschek Scia ent wi ckel-

ten und vertriebenen Software teilneh-men. Der Wettbewerb dauert bis Ende Februar 2015.

Anwender der Software in der Bauin-dustrie präsentieren ihre Beiträge zur globalen Gemeinschaft des Bauinge-nieurwesens und stellen mit den Projek-ten unter Beweis, was großartige Inge-nieure 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 Baugesell-schaften eingereicht wurden. 2015 sol-len über die bautechnischen und ästheti-schen Aspekte jedes Bauprojekts hinaus einige neue Punkte in den Blickpunkt gerückt werden, wie beispielsweise Si-cherheit, Stabilität unter strengen Um-weltaufl agen, Ökologie, Nachhaltigkeit, Innovation, kreatives Denken und den Einsatz eines BIM-Workfl ows.

Am Contest „The Art of Structural Design“ können alle Anwender von

Software von Scia Engineer und Allplan Engineering teilnehmen. Gewinner wer-den für jede der folgenden vier Katego-rien ermittelt: Kategorie 1: Gebäude Kategorie 2: Öffentliche Bauten Kategorie 3: Gewerbegebäude und

Werksanlagen Kategorie 4: Sonderprojekte

Eine internationale Jury von anerkann-ten Experten und Wissenschaftlern wird alle Einreichungen nach den Hauptkri-terien Originalität, technischer Schwie-rigkeitsgrad, Prestige und innovativer Einsatz der Software von Scia bewerten.

Sämtliche Einreichungen werden im Scia-Buch The Art of Structural Design 2015 veröff entlicht.

Praktische Hinweise und Wettbewerbs-bestimmungen sind auf der Website von Nemetschek Scia zu finden: „The Art of Structural Design – User Contest 2015“: http://nemetschek-scia.com/contest.



DOI: 10.1002/stab.201420241

Berichte

Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2015 Impressionen von der Jurysitzung am 21.11.2014

Bis zum Einsendeschluss zur 14. Aus-lobung des Ingenieurbaupreises von Ernst & Sohn war die Anspannung groß. Ein Grund dafür war die Umbe-nennung 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 Einsendeschlus-ses, dem 19. September 2014, nur ein einziges Projekt vorlag. Doch an die-sem Tag und mit dem Beginn der dar-auffolgenden Woche wurden alle Be-denken zerstreut, denn der Verlag darf sich über eine Rekordbeteiligung von insgesamt 46 eingereichten Projekten aus neun Ländern und allen Bereichen des Ingenieurbaus freuen. 45 Einrei-chungen erfüllten die Teilnahmebedin-gungen.

Die Mehrzahl der eingereichten Projekte stammt aus Deutschland, Ös-terreich und der Schweiz; hinzu kom-men 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 Deutsch-land, Österreich oder der Schweiz er-bracht wurden, eingereicht werden. Diese Änderung der Einreichungsbe-dingungen trägt auf beeindruckende Weise zur Darstellung der großen Viel-falt heutiger Ingenieuraufgaben bei. Unter den Einreichungen befinden sich unter anderem 18 Brücken, drei Sta-dien, zahlreiche Hochbauprojekte und einige interessante Sonderbauwerke.

Der zwölfköpfigen Jury, welche vom Verlag Ernst & Sohn vor jeder Auslobung des Preises neu aus nam-haften Vertretern aus Wissenschaft und

Praxis, Behörden und Verbänden zu-sammengestellt wird, stand eine Mam-mutaufgabe bevor. Denn trotz einer Vorbesichtigung am Vortag der Jury-sitzung, galt es, innerhalb nur eines Tages aus der Vielfalt des Wirkens von Bauingenieuren einen Preisträger zu küren.

Die Jurysitzung zum 14. Ingenieur-baupreis fand am 21. November 2014 im Magnus-Haus der Deutschen Phy-sikalischen Gesellschaft in Berlin statt. Das Magnus-Haus ist eine Begegnungs-stätte zur Förderung der interdiszipli-nären Gespräche zwischen Physik und anderen technisch-wissenschaftlichen Bereichen und bot den würdigen Rah-men für die knapp 8-stündige Diskus-sionsrunde. Am Ende vieler, teils lei-denschaftlich geführter, Diskussionen votierte die Jury einstimmig für den

Preisträger, den „Kaeng Krachan Ele-fantenpark im Züricher Zoo“, einge-reicht durch das Büro Walt + Galma-rini AG aus der Schweiz. Das Bau-werk besticht sowohl architektonisch als auch ingenieurtechnisch durch seine aufgelöste Schalenkonstruktion in Brettsperrholz-Bauweise. Darüber hinaus beschloss die Jury, den „Ulti-mate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien“, die „Baugruben zur Er-weiterung des Rheinkraftwerks Iffez-heim“, die „Grubentalbrücke im Zuge der Neubaustrecke Ebensfeld–Erfurt“, Goldisthal im Thüringer Wald sowie die „Sanierung und Instandsetzung der Saarbrücke in Mettlach“ mit einer Aus-zeichnung 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. Nico-las Janberg, Verlag Ernst & Sohn, Dipl.-Ing. Rainer Spitzer, Doka Group Enginee-ring & 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. Hart-wig Schmidt, ehem. RWTH Aachen, Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx, Leibniz-Universi-tät Hannover, Dr.-Ing. Klaus Stiglat, Dr.-Ing. Dirk Jesse, Verlag Ernst & Sohn, Dr.-Ing. Dirk Bühler, Deutsches Museum München

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Berichte


mierung der Gesamtkonstruktion. Die neuen Kollektoren sollten gegen-über dem aktuellen Standard 25 % kosteneffizienter sein. Durch den inte-gralen und interdisziplinären Ansatz konnten alle Kostenfaktoren (Verkabe-lung, Fundamente, Montage, Betrieb etc.) berücksichtigt werden, um das Optimum bei großen Kollektorkon-zepten zu erreichen. Die horizontalen Windbelastungen gekoppelt mit den extrem geringen zulässigen Verformun-gen sind für den Entwurf einer geeig-neten 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 geschlos-sene Spiegeloberfläche gewählt, son-dern Druckentlastungsschlitze in Längs-richtung eingefügt, um die Windlasten zu reduzieren. Weiterhin wurde die Fixierung der Spiegel modifiziert, um Toleranzen des Stahlbaus auszuglei-chen. Ein dreidimensionaler Toleranz-ausgleich in einer Klebefügestelle er-möglicht 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 Aufgaben-spektrum durch Bauingenieure abge-deckt wird. Die interdisziplinäre Zu-sammenarbeit mit anderen Ingenieur-berufen war ausschlaggebend für die Erstellung einer neuen Generation von Sonnenkollektoren, bei denen auf-grund der Dimension höchste Präzi-sion erforderlich wird.

Auszeichnung – Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim

voll ist. Die weit gespannte Schale mit ihren geometrisch unterschiedlich an-geordneten Lichtöffnungen wird inge-nieurtechnisch 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 integra-tiven Ansatz dar, der den Anforderun-gen 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 Mei-nung der Jury werden die Kriterien Konstruktion, Innovation, Interdiszi-plinarität, Ästhetik und Nachhaltig-keit eindrucksvoll erfüllt.

Projektvorstellungen: Ausgezeichnete Projekte – ohne Rangfolge

Auszeichnung – Ultimate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien (USA)

Die Preisverleihung des Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreises 2015 wird in festlichem Rahmen am 30. Januar 2015 im Festsaal des Deut-schen Museums in München stattfin-den. Selbstverständlich widmet der Verlag Ernst & Sohn dem Ingenieur-baupreis auch dieses Mal wieder eine eigenständige Dokumentation, in wel-cher der Preisträger, die ausgezeichne-ten Projekte und natürlich auch alle weiteren Einreichungen vorgestellt werden. Die Dokumentation wird vo-raussichtlich zusammen mit dem Heft 3/2015 (März) der Bautechnik an die Abonnenten verteilt und kann alter-nativ auch direkt über den Verlag be-zogen werden.

Preisträger – Kaeng Krachan Elefanten-park, Zoo Zürich

(Foto: Walt + Galmani AG)

(Foto: schlaich, bergermann und partner)

(Foto: EnBW AG)

Ingenieure: Walt + Galmarini AG dipl. Ing. ETH SIA USIC (CH)

Architekten: Markus Schietsch Archi-tekten GmbH (CH)

Lorenz Eugster Land-schaftsarchitektur 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 JuryIm Zoo Zürich sollte ein Elefanten-park gebaut werden, der durch die Konstruktion und die Landschaftsge-staltung den natürlichen Lebensraum von Elefanten nachbildet. Der durch das Ingenieurbüro Walt + Galmarini AG realisierte Elefantenpark besticht sowohl architektonisch als auch inge-nieurtechnisch durch die aufgelöste Schalenkonstruktion in Brettsperrholz-Bauweise, die auch handwerklich als Nagelkonstruktion sehr anspruchs-

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 Construc-tion, Las Vegas (Montage) (USA)

Begründung der JuryBei der Entwicklung einer neuen und kostengünstigeren Generation von Pa-rabolrinnenkollektoren zur solaren Stromerzeugung nutzte das Ingenieur-büro schlaich bergermann und part-ner einen integralen Ansatz zur Opti-


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Berichte


(Foto: schlaich, bergermann und partner)(Foto: Eiffel Deutschland Stahl-technologie GmbH)

Ingenieure: Kempfert + Partner Geo-technik (D)

Architekten: RMD-Consult GmbH (Vorplanung) (D)

Bauherr: Rheinkraftwerke Iffez-heim GmbH (D)

(Projektabwicklung: EnBW AG (D))

Ausführung: ARGE RKW Iffezheim: Schleith GmbH (D) und Implenia AG (CH)

Begründung der JuryIm Zuge der Erweiterung des Rhein-kraftwerks Iffezheim wurde die Her-stellung von drei Baugruben erforder-lich, die sich sämtlich innerhalb eines an das bestehende Kraftwerk anschlie-ßenden Inseldamms innerhalb des Rheins befinden. Aufgrund der Form der Hauptbaugrube, der asymmetri-schen Belastungsrandbedingungen so-wie der gegenseitigen Interaktion der Baugruben während der verschiede-nen Bauphasen war eine vereinfachte Berechnung unter Verwendung von Strukturmodellen aus dem Konstruk-tiven Ingenieurbau nicht möglich. Grundlage der Modellierung war, dass neben den Bauteilen zusätzlich der um-gebende Boden in einem dreidimen-sionalen Kontinuumsmodell erfasst wurde.

Dieses Vorgehen des Ingenieur-büros Kempfert + Partner zeigt bei-spielhaft, wie das Management der Baugruben durch die besondere Inge-nieurleistung 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 Pha-sen nach kreativen Ingenieurlösungen verlangt.

Auszeichnung – Saarbrücke Mett-lach, Sanierung und Instandsetzung

Ingenieure: Eiffel Deutschland Stahl-technologie GmbH (D)

Bauherr: Landesbetrieb für Stra-ßenbau (LFS) Saarland (D)

Ausführung: Eiffel Deutschland Stahl-technologie GmbH (D)

Begründung der JuryDas SPS-System als sandwichförmige Stahl-Kunststoff-Verbundplatte (Inte-gralplatte) ist eine innovative Entwick-lung von Stephen J. Kennedy (Kanada), die in verschiedenen Ingenieurdiszi-plinen Eingang gefunden hat (Schiff-bau, Offshore, Ingenieurbau). Aufgrund der Betriebsfestigkeitsprobleme von orthotropen Fahrbahnplatten und Be-ton- bzw. Stahlverbundfahrbahndecks hat Eiffel Deutschland Stahltechnolo-gie GmbH (Hannover) das SPS-Sys-tem auf die hiesigen Anforderungen und Normen ausgelegt und weiterent-wickelt. Diese kreative Adaption er-folgte in Zusammenarbeit mit nam-haften Forschungsstellen und durch aufwendige Versuchsreihen. Nach ers-ten Prototypen wurden nun mit der Saarbrücke Mettlach im Bestand eine Sanierung und Ertüchtigung erfolg-reich umgesetzt. Unter laufendem Ver-kehr wurde die Betonfahrbahn durch das SPS-System signifikant geleichtert. Dadurch konnten die bestehenden Tragkabel ohne Verstärkung erhalten und somit die Tragfähigkeiten für Ver-kehrslasten wesentlich erhöht werden (Hochstufung). Hervorzuheben ist das intelligente Montagekonzept. Das aus-gezeichnete Bauwerk hat als Modell-projekt strategische Bedeutung zur Erhaltung und Ertüchtigung von Be-standsbrücken.

Auszeichnung – Eisenbahnüberfüh-rung Grubentalbrücke, VDE 8.1 Neubaustrecke Ebensfeld–Erfurt, Goldisthal im Thüringer Wald (D)

Ingenieure: schlaich bergermann und partner (D)

Architekt: schlaich bergermann und partner (D)

Auftraggeber: DB ProjektBau GmbH (D)

Bauherr: DB Netz AG (D)Ausführung: Arbeitsgemeinschaft Bo-

genbrücken Goldisthal Bickhardt Bau AG/

Ed. Züblin AG

Begründung der JuryDie Grubentalbrücke ist Teil der neuen Eisenbahnstrecke Nürnberg–Berlin. Sie wurde in einer für den Hochge-schwindigkeitsverkehr neuen Bauart als semiintegrale Brücke errichtet. Sie überspannt monolithisch eine Gesamt-länge von 215 m und weist eine mar-kante Mittelöffnung von 90 m auf. Nur an den Brückenenden sind Bewegungs-fugen und Lager vorhanden. Das für eine Hochgeschwindigkeitsbrücke au-ßergewöhnlich filigrane Tragwerk be-sticht durch seine klare Gliederung, die sorgfältige Detailgestaltung und die herausragende Einpassung in die Um-gebung. Der Entwurf des Ingenieur-büros schlaich bergermann und part-ner erfüllt die bahntechnischen Anfor-derungen in idealer Weise, indem Steifigkeit und Schwingungsverhalten optimal aufeinander abgestimmt sind. Aufgrund der ausgewogenen Trag-werksgeometrie konnten die Gleise ohne Schienenauszüge über die Fugen geführt werden. Dies garantiert den besten Fahrkomfort und vereint größt-mögliche Sicherheit mit geringem In-standhaltungsbedarf. In ihrer Bauform knüpft die Grubentalbrücke an die große Tradition der Betonbogenbrü-cken an und entwickelt diese zukunfts-fähig weiter.


Berichte


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Aktuell

Architekt: GRAFT – Gesellschaft von Architekten mbH, BerlinBauherr: Autostadt GmbH, Wolfsburg

Das neue Dach in der Autostadt in Wolfs-burg stellt durch seine Wölbung gleich-sam eine Willkommensgeste dar und fügt sich harmonisch in die hügelige Umge-bung 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 memb-ranbespanntes Seilnetzdach entstanden, das mit geringem Materialaufwand und in nachhaltiger Ausbildung eine Fläche von rund 1 600 m² überspannt, und dank der guten und effizienten Zusam-menarbeit zwischen Bauherr, Architek-ten und Ingenieuren Planung und Bau in nur 15 Monaten erlaubte.

Alle Elemente des Tragwerkes sind sichtbar, nichts wird versteckt. Nutzungs-absicht und Entwurfsgedanke wurden konsequent umgesetzt und führten zu einem äußerst minimalistischen und ma-terialsparenden Ingenieurbauwerk. Die Verwendung von Stahl beim Planen und Bauen leistet dabei einen wichtigen Bei-trag zum Klimaschutz: einfache Wie-derverwertbarkeit, ressourcenschonen-des Recycling und geringer Materialver-brauch durch hohe Tragfähigkeit bei schlanken Konstruktionen. Zudem ist eine einfache Trennung der Materialien (hier Stahl und Membran) beim Rückbau möglich. Auch die Membran trägt auf-grund ihres sehr geringen Eigengewichtes und dessen Einwirkung auf die Tragstruk-tur zur Nachhaltigkeit des Bauwerkes bei.

Die Wahl der Sattelform ermöglichte die Realisierung eines sehr leichten Flä-chentragwerks aus vorgespannten Zug-elementen. Das Konzept des gemeinsa-men Lastabtrages von Membran und Seil-netz führt zu einer schlichten Detaillie - rung und Erscheinung des Daches. Die Membran legt sich bei der höheren Druck-beanspruchung von oben auf das Seilnetz, während die Sogbeanspruchung auch punktförmig abgetragen werden kann.

Ingenieurpreis des Deutschen Stahlbaues 2015 entschieden

Dieser von bauforumstahl zum zweiten Mal in Zusammenarbeit mit der Bundes-ingenieurkammer als ideellem Partner on-line ausgelobte Preis zeigte wieder eine breite Palette von Ingenieurleistungen. Der Ingenieurpreis in der Kategorie Hoch-bau geht an Mike Schlaich von schlaich bergermann und partner, Berlin, für die Überdachung der Ausfahrt vor dem Kun-denCenter der Autostadt in Wolfsburg. In der Kategorie Brückenbau gewinnt Ste-phan Lüttger von der Max Bögl Stahl- und Anlagenbau GmbH & Co. KG für die Fertigung und Montage der spektakulären Großbrücke Sundsvall in Schweden. Von insgesamt 36 Einreichungen zum Wettbe-werb kamen 23 aus der Kategorie Hoch-bau, 13 aus dem Brückenbau. Außer den beiden Preisen gibt es acht Auszeichnun-gen. 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 angewen-det bzw. gebaut worden sind.

Die Preisverleihung findet anlässlich der Messe BAU 2015 in München am 20. Ja-nuar 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-Wettbe-werbe 2014/15 aufgenommen, die insbe-sondere an Hochschulen zu sehen ist.

Überdachung der Ausfahrt vor dem KundenCenter der Autostadt in Wolfsburg

Ingenieur: Prof. Mike Schlaich mit Ron Marten-Behnke, David Sommer, Mathias Nier und Stephanie Thurath, schlaich berger-mann und partner, Berlin

AktuellSundsvall-Brücke in Schweden

Stahlbauer:Stephan Lüttger mit Rüdiger Schidzig und Dr. Michael Pfeiffer, Max Bögl Stahl- und Anlagenbau GmbH & Co. KGArchitekt:Rundquist Arkitekter AB, StockholmIngenieur:SC Consulting Engineers A/S, Kopen-hagenBauherr: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 Brücken-länge ändernden Brückenquerschnitt entspricht die Brücke inmitten der Ha-fenstadt nicht nur den hohen architekto-nischen Anforderungen, sondern ihr Bau erfreute auch die moderne Ingenieur-kunst.

Das Fertigungs-, Montage- und Lo-gistikkonzept der Brücke ist in seiner Größenordnung auch für den moder-nen Deutschen Stahlbau ein Meilen-stein. Um den hohen technischen Anfor-derungen und dem sehr engen Gesamt-terminplan gerecht zu werden, wurden alle Bereiche des modernen Stahlbaus gefordert: Angefangen mit der umfang-reichen und komplexen 3D-Planung des Bauwerks, den Fertigungs-, Logistik- und Montageabläufen mit interaktiv verknüpf-ter Prozesssteuerung, der Logistikkette zwischen den einzelnen Produktionsor-ten bis hin zur technisch hoch anspruchs-vollen Hubmontage über dem Meer.

Für die Montage der 1,4 km langen Brücke wurde der durchlaufende Brü-ckenträger in Längsrichtung in elf Sek-tionen mit maximal 160 m Länge unter-teilt. Die Haupttragkonstruktion des Brückenträgers mit der Hülle und den beiden Längsträgern besteht komplett aus orthotropen Platten. Bei der erfor-derlichen Fertigungsleistung von einem gesamten Brückenquerschnitt mit 24 m

Bild 1. Überdachung der Ausfahrt vor dem KundenCenter der Autostadt in Wolfsburg (© Tobias Hein)

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 logis-tisch nicht zu leisten und es musste eine spezielle Umlauffertigung entwickelt werden. Das Herzstück der Umlaufferti-gung ist die halbautomatisierte Linien-fertigung der orthotropen Platten.

[1] Lüttger, St., Pfeiffer, M., Schidzig, R.: Spektakulärer Großbrückenbau in Schwe-den – Die Sundsvall-Brücke setzt neue in-ternationale Maßstäbe. Stahlbau 83 (2014), H. 10, S. 701–706.

Schweizer Stahlbaupreis Prix Acier 2014

Am 15. Oktober 2014 wurde im Audito-rium Maximum der ETH Zürich zum 5. Mal der Schweizer Stahlbaupreis Prix Acier vergeben. Ausgezeichnet wurden Bauwerke, die exemplarisch für die ar-chitektonische Qualität und technische Leistungsfähigkeit des Schweizer Stahl- und Metallbaus stehen.

Der Preis 2014 wurde mit Unterstüt-zung der Dachorganisation des Stahl- und 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 Leistungsfähig-keit des Stahl- und Metallbaus sind. Im Vordergrund standen der kreative und wirtschaftliche Umgang mit dem Mate-rial 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. Bau-ten im Ausland wurden berücksichtigt, wenn Schweizer Planer oder Unterneh-men namhaft daran beteiligt waren.

Der Preis „Prix Acier“ geht an Bau-herrschaft, Architekturbüro, Ingenieur-büro 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 Aus-zeichnungen für den Prix Acier 2014 war abhängig von der Qualität der Projekte.

Auszeichnungen 2014ARCA – Ausbildungszentrum SBV, Gordola

Die Werkstätten des Berufsbildungszent-rums 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 Berufsbildungs-zentrums grossen Schaden an.

Für den Neubau hoben die Architek-ten deshalb ihr 129 m langes und 29 m breites Gebäude mit Stützen rund 3 m vom Boden ab (Bild 1). Auf der tisch-artigen Betonplatte stehen die silbern glänzenden Werkstätten, darunter liegen Parkplätze und Lagerflächen. Die seit-lich über die Stützen auskragende Platte funktioniert als eine Art schwebendes Werksareal – die drei Abteilungen Me-tallbauer, Haustechniker und Holzbauer können so von beiden Seiten her er-schlossen werden.

Weil der Baugrund sich nicht für große Lasten eignete, haben sich die Architek-ten entschlossen, die tragenden Teile in Stahl zu bauen. Silbern schimmerndes Chromstahlblech unterstreicht die Leich-tigkeit 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 stüt-zenfrei. Die Geometrie ist statisch be-gründet, denn so konnten die Träger feingliederig gebaut werden. Die Sheds bringen viel schattenlose Leichtigkeit in die Innenräume. Die schlanke und luf-tige Konstruktion wird auch zur Lei-tungsführung verwendet: Strom, Gas, Luft werden entlang der unteren Gurte der Sheds von oben zu den einzelnen

Arbeitsplätzen der Werkstätten geführt. Dreimal wird die gezackte Dachform über mehrere Sheds hinweg erhöht. Da-runter liegen der aussteifende Beton-kern mit den Umkleidekabinen, Wasch-räumen und Technikzentralen, im Ober-geschoss jeweils zwei Klassenzimmer.

Das Berufsschulhaus setzt die kon-struktiven Mittel und Materialien spar-sam und effizient ein, es nutzt eine klas-sische Licht- und Konstruktionslösung für eine expressive Architektur-Geste. Das Resultat ist ein leichtes und effizien-tes Low-Cost-Gebäude.

Projektpartner Bauherrschaft: Schweizerischer Bau-

meisterverband SBV, Sektion Ticino

Architekten: Durisch + Nolli Archi-tetti 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 Zu-sammenspiel von architektonischem Entwurf und Tragwerk. Die regelmäßige, streifenförmig gegliederte Halle weist eine einfache Form auf, dank derer die hohen Ansprüche hinsichtlich Wirt-schaftlichkeit und Organisation, kombi-niert mit den Randbedingungen des knappen, schiefwinkligen Bauplatzes ele-gant gemeistert werden konnten (Bild 2).

Die prägnante Form der Halle ergab sich aus der nutzungstechnischen Not-wendigkeit eines maximalen, stützen-freien 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 be-züglich Nutzung, Tragstruktur und ar-chitektonischer Gestaltung höchsten Anforderungen gerecht wird.

Die Überdachung wird über die ge-samte Hallenlänge von rund 200 m

Bild 1. Berufsschulhaus Gordola – ein leichtes und effizientes Low-Cost-Gebäude (Foto: David Willen)

Bild 2. Tramdepot Bern −eine regelmäßige, streifenförmig geglie-derte Halle (Foto: Dominique Uldry)

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Aktuell

durch eine Sheddachstruktur aus Stahl-fachwerkträgern 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 beste-henden 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 trans-luzente Verkleidung nicht nur die farbigen Tramzüge, sondern ebenso das zusam-mengesetzte stählerne Tragwerk durch-schimmern. Die großflächige Verglasung sowohl in den Fachwerkträgern als auch in den Fassaden ermöglichen nicht nur hervorragende Belichtungsverhältnisse, sondern ebenfalls günstige klimatische Verhältnisse dank der Sonneneinstrah-lung und erlaubt es, dank der solaren Ein-strahlung die Halle in der Übergangszeit auch ohne Heizenergie zu betreiben.

Die Jury überzeugte die Nachhaltig-keit des Bauwerks hinsichtlich der vor-bildlichen Nutzungsflexibilität. Hier ist im wahrsten Sinne des Wortes ein Stahl-bauwerk entstanden, bei dem die gestal-terischen und ingenieurtechnischen Be-lange ineinander übergehen.

Projektpartner Bauherrschaft: Bernmobil, Bern Architekten: Penzel Valier AG, Zürich Ingenieure: Penzel Valier AG, Zürich Stahlbau: Josef Meyer Stahl & Me-

tall AG, Emmen H. Wetter AG, Stetten

Birsbrücke, Birsfelden

Die neue Birsbrücke liegt im stark fre-quentierten 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 Zweifeld-träger 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 72 fachen der Konstruktionshöhe ent-spricht. 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-

nen, aus dem kritischen Bereich zu ver-schieben, 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 größe-ren Spannweite angeordnet.

Der Ansatz, eine Tragkonstruktion zu realisieren, die wegen ihres optimierten statischen Systems nur eine geringe kri-tische Eigenfrequenzen aufweist und des-halb mit möglichst wenig Schwingungs-tilgern funktioniert, ermöglichte diese äußerst schlanke und dennoch effiziente Tragstruktur.

ProjektpartnerBauherrschaft: Bau- und Verkehrs-

departement Kanton B asel-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 ent-koppelte Verbindung zwischen den zwei Schulstandorten wurde mit architektoni-schen Mitteln in Szene gesetzt und zu ei-nem räumlichen Erlebnispfad erweitert. Nähert man sich der neuen Fußgänger-verbindung zwischen den beiden Stand-orten der Kantonsschule Chur „Plessur-Aue“ 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 ausge-bildet, geht einen stimmungsvollen opti-schen 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 zu-rückhaltende, aber sehr inspirierende, konstruktive Konzept von Lift, Treppe und Überdachung. Die Konstruktion be-sticht durch die hochpräzise und in al-len Facetten professionelle Ausführung. Es entsteht ein kompositorisches Zu-sammenwirken, das den Schülern ein in-tensives räumliches Erlebnis vermittelt.

ProjektpartnerBauherrschaft: Hochbauamt Graubün-

den, Chur Architekten: Esch.Sintzel GmbH,

Zürich Ingenieure: Dr. Lüchinger + Meyer

Bauingenieure AG, Zürich

Stahlbau: Tuchschmid AG, Frauen-feld

Fertigstellung: 2011

Bild 4. Die Fußgängerverbindung in Chur – eine filigrane Stahlkonstruktion (Foto: Tuchschmid AG)

Bild 3. Birsbrücke mit einer äußerst schlanken und dennoch effizienten Trag-struktur (Foto: Roman Keller)

Fotografiepreis der Bundesstiftung Baukultur für Stahlobjekt

Mit seinem Triptychon „Konspiration“ ge-wann der Fotograf Malte Fuchs aus Ber-lin 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 Stahl archi-tek tur des damaligen Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung.

Der Aussichtsturm im Gebiet des ehemaligen Braunkohletagebaus beein-

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Aktuell/Termine

Termine

37. Stahlbauseminar

Ort und Termin:Neu-Ulm, 20. und 21. Februar 2015Wien, 27. und 28. Februar 2015

Themen: – Stäbe mit veränderlicher Querschnitts-

höhe – Aluminiumbau-Praxis: Grundlagen,

Kon struktion und Bemessung nach EC 9

– Windenergieanlagen: Herausforderun-gen 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 Hal-lenrahmen nach DIN EN 1993-1-1: Anwendungsvarianten im Vergleich und Empfehlungen für die Praxis

Auskünfte und Anwendung:Akademie der Hochschule BiberachMemelstraße 7, 88400 BiberachTel.: 07351/582551, Fax: 07351/582559

[email protected]

BPM-Seminarankündigung Termine Februar 2015

Themen, Orte und Termine (Auswahl):Die aktuelle HOAI 2013 – Sichere Honorarberechnung und Vertrags-gestaltung nach HOAIBerlin, 9. Februar 2015

Nachtragskalkulation, Bauzeitverzöge-rung und VergütungsansprücheMit Bauzeitverzögerungen und Nachtragsforderungen praktisch und recht sicher umgehenLeipzig, 26. Februar 2015

Als Bauleiter rechtlich und praktisch sicher handelnPflichten, Verantwortung, Haftung – Fallstricke erkennen – Baustreitigkeiten vermeidenLeipzig, 27. Februar 2015

Auskünfte und Anmeldung:BPM BauProjektManagement GbRWerner-von-Siemens-Str. 6, 86159 Augsburg info@bpm-seminare.dewww.bpm-seminare.dewww.vob-kompakt.dewww.praxisforum-bau.de

25. Dresdner Brückenbausymposium

Ort und Termin:Dresden, 9. und 10. März 2015

Auskünfte und Anmeldung:Technische Universität DresdenFakultät Bauingenieurwesen, Frau Angela HellerInstitut für Massivbau01062 DresdenTel.: 0351/46333079Fax: 0351/[email protected]

1. Preis im Fotografiepreis der Bundesstiftung Baukultur „Konspiration – Landmarke Lausitzer Seenland“ (© Malte Fuchs)

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 bauforum-stahl 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 ge-bauten Umwelt leben und sich wohl füh-len müssen. Umso mehr freue ich mich, dass die Bundesstiftung Baukultur diesen Preis ausgelobt hat, um Architektur zu emotionalisieren“, so Dr. Bernhard Hauke, Geschäftsführer von bauforum-stahl. „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 Fotowettbe-werb 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, ein-nehmen. So war es hier auch. Die Idee zu dem Triptychon ist mir dann erst vor Ort gekommen, als ich sah, wie die Be-sucher sich die Treppe hochschlängel-ten. Ich habe ungefähr einhundert Fotos gemacht und die Menschen dann in der Nachbearbeitung einzeln zusammen ge-setzt, 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 com-putergeneriert oder eben auch gemalt. Natürlich habe ich das mit dem Look auch unterstützt, denn ich mag eben gerne diesen Moment in der Betrach-tung 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 mo-derne Architektur Mies van der Rohes, Gehrys oder I.M. Peis wäre ja ohne Stahl als Werkstoff, als Tragwerk oder als Oberfläche gar nicht möglich gewe-sen. Genauso ist es mit Stefan Giers’ Landmarke Lausitz: Hier ist der Stahl als Werkstoff transformiert, hier ist Schönheit aus Stahl entstanden. Ich per-sönlich habe ja auch ein Faible für diese

rostige Oberfläche. Es gibt einige beein-druckende Bauten, deren Oberflächen die Rostigkeit einerseits als Look etab-lieren, andererseits als Schutz nutzen. Dass man Rost eher mit Vergänglichkeit und Verfall assoziiert, hier aber der Rost eine Schutzschicht gegen den Alterungs-prozess bildet, gefällt mir wegen der deutlichen Ambivalenz. Ich hoffe sehr, noch oft Gelegenheit zu bekommen, den Werkstoff Stahl in all seinen Facet-ten zu fotografieren.“

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Arbeiten in …Spanien

Fünf Fragen an Miriam Haag; Dipl. Arch. ETH,Architektin, MBA; Projektpartnerin zuständig für denGeschäftsaufbau in Brasilien bei Drees & Sommer;zuvor von 2006 – 2009 bei Santiago Calatrava inValencia und von 2010 – 2011 bei Drees & Sommerauf Mallorca jeweils Projektleiterin

1. Sie haben Planung und Bau eines Hotelprojektes auf Mallorcain leitender Funktion bis zur kompletten Ausstattung betreut –Arbeiten auf Mallorca? Wie geht man da mit dem Urlaubs-Vorurteil um?Das gab es so manch leichtfertige Vorurteile wie „Du arbeitest aufMallorca? Dafür müsstest Du doch eigentlich Geld zahlen, anstattwelches zu bekommen“. An sich ist arbeiten auf Mallorca aber eherschwieriger als in anderen Teilen Spaniens: die Insellage erschwert denTransport von Menschen und Waren; strenge Restriktionen für Bautätig-keiten gelten während der Touristensaison (bzgl. Lärm, Staub, etc.);während eben dieser Hochsaison wird der Alltag von den Touristen starkerschwert (Flughafen voll, mehr Autoverkehr, Hotels ausgebucht, Mietensteigen, Restaurants sind voll); der Anspruch an die Bauqualität ist höher,da es sich wie in meinem Falle um ein Luxushotel handelte, dereninternationale Klientel befriedigt werden muss. Aber es gibt schon auchschöne Seiten an einem Einsatz in Mallorca. So kann man z. B. vor odernach der Arbeit noch eine Runde im Meer schwimmen, mallorquinischeSpezialitäten (z. B. Sobrasada, soz. spanisches Chorizo zum Streichen)und leckeren Rotwein auf mittelalterlichen Dorfplätzen zum Abendessengenießen, bei den Fahrten von und zum Flughafen die beeindruckendeLandschaft bewundern …

2. Wie stellte sich Ihnen die Wahrnehmung Ihrer spanischenKollegen gegenüber deutschen und Kollegen aus anderenLändern dar?Wir haben für das Projektmanagement innerhalb kürzester Zeit eine

lokale Mannschaft aus Architekten und Bauingenieuren zusammen-getrommelt gehabt, die alle ganz „heiß“ darauf waren, für

eines der führenden Unternehmen der deutschenImmobilien- und Baubranche arbeiten und von

seiner Expertise lernen zu können. Allerdingswar nicht alles immer „sonnig“, die verschie-denen Beteiligten mussten zunächst Vertrauen

ins lokale Know-how entwickeln. Diesprachliche Komponente tat vermutlich ihr

Übriges dazu, da es bei einer Kommunika-tion in Englisch zwischen Nicht-Mutter-sprachlern sicherlich zu gewissen

Informationsver lusten und/oderMissverständ nissen kam.

Miriam HaagDipl. Arch. ETH, Architektin, MBA

„Spanien wird aus der Durststrecke umso präparierter für die Globalisierung hervorgehen“

WISSENSWERTES ZUM SPANI-SCHEN BAU-ARBEITSMARKT IMÜBERBLICK:

– erforderliche PapiereAls EU-Bürger prinzipiell Niederlas-sungsfreiheit, wenn auch einigeGemeinden inzwischen angeblich denNachweis eines Arbeitsplatzes für dieRegistrierung fordern. Als Ausländererhält man dann die NIE (Número deIdentidad de Extranjero – Ausländer-nummer), die man ab dann fürsämtliche administrativen Vorgängebenötigt (Krankenversicherung,Bankkonto, SIM-Karte, etc.).

– praktische Hinweise für Einreise undAlltagAuto kann man aus Deutschlandeinführen, sollte dieses aber nachspätestens 6 Monaten ummelden, waslokale Werkstätten und Autohändleranbieten. Ansonsten üblicherweiseAnreise aus Deutschland per Flugzeug.Eher langwierig: Bus oder Fähre ausz. B. Italien.Bei Behördengängen muss man sich oftauf lange Wartezeiten gefasst machen.Und, falls noch keine Spanischkennt-nisse vorhanden, auf jeden Fall einenÜbersetzer mitnehmen.

Zusätzlich zur gesetzlichen Krankenver-sicherung haben viele Spanier eineprivate Krankenversicherung, die denBesuch von privaten Praxen undKrankenhäusern erlaubt, wasnormalerweise Wartezeiten bei derBehandlung durch Spezialistenvermeidet.

– offene Stellen in welchen BereichenWeiterhin ist der Arbeitsmarkt sehrangespannt, was weiterhin vieleSpanier dazu veranlasst, auf Jobsucheins Ausland zu gehen.

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Aber auch die Spanier – dabeisollte man ja eigentlich nichtgeneralisieren – zeigten zum Teil eine gewisse Skepsisgegenüber Ausländern z. B.gegenüber den Einwanderern ausOsteuropa, Afrika oder Südameri-ka. Heute bieten diese Ländervielen Spaniern Arbeit, wie z. B.Mexiko, Panama, Peru oderBrasilien.

3. „Arquitecto“ und „arquitecto técnico/aparejador“ – welche Rollekommt diesen beiden Positionen auf der Baustelle zu?Der „arquitecto“ ist der planende Architekt, der mit seinem Master dieZulassung in die örtliche Architektenkammer erhält, um z. B. Bauanträgeeinzureichen. Der „arquitecto técnico“, im Volksmund „aparejador“gennant, ist dagegen für die Ausschreibung und Qualitätssicherung aufder Baustelle verantwortlich. Dabei kann der „arquitecto técnico“ direktbeim Architekten angestellt sein oder seine Dienste sowohl demArchitekten als auch dem Bauherren direkt anbieten. Zusammen formensie ein starkes Gespann im Namen des Bauherren und der Baukultur,denn sie haben Kraft ihres Amtes Weisungsbefugnis gegenüber denausführenden Firmen und können, z. B. im Falle von ausstehendenZahlungen, 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 Baumarkterlebt. Wie gingen die Menschen damit um?2006 bin ich noch zur Boom-Zeit nach Spanien gegangen. Alle kauftenWohnungen, Ferienhäuser am Strand oder in den Bergen, jeder wollteseinen Schnitt machen, denn die Preise schienen unaufhaltsam zusteigen. Abgesehen davon neigt man in Spanien traditionell dazu, zukaufen und nicht zu mieten. Die Stärke, mit der das Platzen der Immobi-lienblase Spanien getroffen hat, scheint mir trotzdem unverhältnismäßig.Aber man ließ sich nicht entmutigen und ich habe viel von dieserKreativität gelernt, aus misslichen Situationen das Beste zu machen. Vondaher glaube ich, dass Spanien aus dieser Durststrecke umso präparierterfür die Globalisierung hervorgehen wird, sei es in Bezug auf Ausbildung,oder Flexibilität und Innovationen

5. Würden Sie heute wieder ein Projekt in Spanien übernehmenwollen?Jederzeit, wenn auch aktuell auf Grund meiner beruflichen Tätigkeit nichtangedacht. Denn in Spanien vereint sich m. E. eine gewisse europäischeGrundordnung mit einer entspannteren Latinomentalität, abgesehen vonden netten Menschen, dem leckeren Essen und Trinken sowie dem gutenWetter. Aber auch die Architektur ist meines Erachtens herausragend undbietet die Basis für eine spannende Arbeit vor Ort.


Schreiben Sie uns oder rufen Sie an,

wenn Sie selbst über interessante

Auslandserfahrungen verfügen und

Lust haben, sie unseren Lesern vor -

zustellen. Tel. (030) 47031-273,

[email protected]

Plaza de Espana

AUF EIN WORTWas 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 ab14 Uhr (!) mit Vorspeise, Hauptspeise, Nachtisch und Kaffee sowie das Abendessen, das am Wochenende schonauch mal erst um 23 Uhr anfangen kann. Dabei sind die Inhalte der Speise- und Weinkarte auch immer ein beliebtesGesprächsthema, von dem aber auch alle viel zu verstehen scheinen. Köstlich!

Alhambra, Granada Spanien

Sagrada Familia Spanien

– GehälterDurch den o. g. angespannten Arbeitsmarktsind die Gehälter dramatisch gesunken, sodass für eine qualifizierte Ingenieursstellemax. € 40.000 Jahresgehalt drinnen sind.Einstiegsgehälter ab ca. € 20.000.

– SteuernMwSt. beträgt aktuell 21%. Ca. 25% Abzugvom Bruttogehalt für Krankenversicherung,Lohnsteuer, Arbeitslosenversicherung undRente. Balearen, Kanaren und Enklaven Ceutaund Melilla mit Sonderbehandlungen.

– interessante LinksInstituto Cervantes (zur Vorbereitungaus Deutschland)

Goethe-Institut (vor Ort)

Webseite des Auswärtigen Amtes

Architektenkammer: www.cscae.com

Ingenieurskammer: www.ciccp.es

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Leitung der AbteilungKonstruktiver Ingenieurbau

zu besetzen.Genauere Angaben über den Stelleninhalt sowie das Anforde-rungsprofil entnehmen Sie bitte unserer Homepage unterwww.strassen.nrw.de/service/ jobs/stellen/index.html

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Aber auch die Spanier – dabeisollte man ja eigentlich nichtgeneralisieren – zeigten zum Teil eine gewisse Skepsisgegenüber Ausländern z. B.gegenüber den Einwanderern ausOsteuropa, Afrika oder Südameri-ka. Heute bieten diese Ländervielen Spaniern Arbeit, wie z. B.Mexiko, Panama, Peru oderBrasilien.

3. „Arquitecto“ und „arquitecto técnico/aparejador“ – welche Rollekommt diesen beiden Positionen auf der Baustelle zu?Der „arquitecto“ ist der planende Architekt, der mit seinem Master dieZulassung in die örtliche Architektenkammer erhält, um z. B. Bauanträgeeinzureichen. Der „arquitecto técnico“, im Volksmund „aparejador“gennant, ist dagegen für die Ausschreibung und Qualitätssicherung aufder Baustelle verantwortlich. Dabei kann der „arquitecto técnico“ direktbeim Architekten angestellt sein oder seine Dienste sowohl demArchitekten als auch dem Bauherren direkt anbieten. Zusammen formensie ein starkes Gespann im Namen des Bauherren und der Baukultur,denn sie haben Kraft ihres Amtes Weisungsbefugnis gegenüber denausführenden Firmen und können, z. B. im Falle von ausstehendenZahlungen, 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 Baumarkterlebt. Wie gingen die Menschen damit um?2006 bin ich noch zur Boom-Zeit nach Spanien gegangen. Alle kauftenWohnungen, Ferienhäuser am Strand oder in den Bergen, jeder wollteseinen Schnitt machen, denn die Preise schienen unaufhaltsam zusteigen. Abgesehen davon neigt man in Spanien traditionell dazu, zukaufen und nicht zu mieten. Die Stärke, mit der das Platzen der Immobi-lienblase Spanien getroffen hat, scheint mir trotzdem unverhältnismäßig.Aber man ließ sich nicht entmutigen und ich habe viel von dieserKreativität gelernt, aus misslichen Situationen das Beste zu machen. Vondaher glaube ich, dass Spanien aus dieser Durststrecke umso präparierterfür die Globalisierung hervorgehen wird, sei es in Bezug auf Ausbildung,oder Flexibilität und Innovationen

5. Würden Sie heute wieder ein Projekt in Spanien übernehmenwollen?Jederzeit, wenn auch aktuell auf Grund meiner beruflichen Tätigkeit nichtangedacht. Denn in Spanien vereint sich m. E. eine gewisse europäischeGrundordnung mit einer entspannteren Latinomentalität, abgesehen vonden netten Menschen, dem leckeren Essen und Trinken sowie dem gutenWetter. Aber auch die Architektur ist meines Erachtens herausragend undbietet die Basis für eine spannende Arbeit vor Ort.


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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 schrift liche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Foto kopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache über-tragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsen-dung, im Magnetton verfahren oder auf ähnlichem Wege bleiben vorbehalten. Waren-bezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu be-trachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind.

Hinweise für Autoren: www.ernst-und-sohn.de/hinweise_fuer_autoren.

Aktuelle BezugspreiseDie 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.

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Stahlbau, ISSN 0038-9145, is published monthly. US mailing agent: SPP, PO Box 437, Emigsville, PA 17318. Pe ri od i cals post age paid at Emigsville PA.

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Wissenschaftlicher Beirat:Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Graße, GMG – Ingenieurgesellschaft mbH, DresdenProf. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Martin Mensinger, Technische Universität München, MünchenProf. Dr.-Ing. Richard Stroetmann, Technische Universität Dresden, DresdenProf. Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann, Universität Stuttgart, StuttgartProf. Dipl.-Ing. Jean-Baptiste Schleich, Kockelscheuer, LuxemburgProf. dr hab. inz. Zbigniew Cywinski, Gdansk, PolenProf. Dr.-Ing. Thomas Ummenhofer, Karlsruher Institut für Technologie, KarlsruheProf. Dr.-Ing. Markus Feldmann, RWTH Aachen, Aachen

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Stahlbau

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Satz: LVDIBlackArt, Berlin

Gedruckt auf säurefreiem Papier.

© 2015 Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin

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Zum Bild: Bewegliche Fähranleger haben eine Schlüssel-funktion innerhalb des zunehmenden Roll-on-Roll-off-Ver-kehrs im Seehandel. Die besonderen Anforderungen an die Planung und die Ausführung zeigen, dass große gewerk-übergreifende 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, zei-gen die Doppeldeckfähranleger in Rostock und Lübeck. Dabei stellen die kinematischen Randbedingungen, die be-sonderen Lastsituationen und die hafentypischen Lastmo-delle in Verbindung mit der gewichtsoptimierten Bauweise das Hauptaugenmerk dar. Das Bild zeigt die Ansicht eines Doppeldeckfähranlegers in Rostock. (Foto: Inros Lackner)

Vorschau 2/15



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Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

Brückenbau und Bauen im Bestand

Das Thema „Brücken“ behandelt die Einwirkungen nach Eu-rocode 1 auf Brücken sowie den Entwurf, die Bemessung und Konstruktion von Massivbrücken nach Eurocode 2. Ausführli-che Erläuterungen aus erster Hand und kommentierte Kurz-fassungen der „DIN-Handbücher Brückenbau“ geben Sicher-heit für die Praxis.

Für das „Bauen im Bestand“ werden wertvolle Hinweise zur Tragwerksbewertung mit Schadensanalyse und Ertüchtigungs-maßnahmen für den Allgemeinen Hochbau und Verkehrswas-serbauwerke gegeben.

Auch die Ausgabe 2015 ist eine besondere Fundgrube für Praktiker und Wissenschaftler.Online-Bestellung:

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Hrsg.: K. Bergmeister,

F. Fingerloos, J.-D. Wörner

Beton-Kalender 2015

Schwerpunkte: Brücken,

Bauen im Bestand

2014. ca. 1100 S.

ca. € 174,–

Fortsetzungspreis ca. € 154,–

ISBN: 978-3-433-03073-8

Abb

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Andreas Keil, Michael ZimmermannFußgänger- und Radwegbrücke über die Rhône, Lyon

Dirk Trantow, Frank BernhardtMaritime bewegliche Brücken – Fährbrücken aus Stahl für die Häfen in Rostock und Lübeck

Dieter Ungermann, Dennis Rademacher, Matthias Oechsner, Fabian Simonsen, Susanne Friedrich, Peter LebeltFeuerverzinken im Brückenbau (Teil 2): Zum Einsatz der Feuerverzinkung als lebenslangen Korrosionsschutz für den Brückenbau

Max FechnerVerbessertes Näherungsverfahren für Hohlsteifen orthotroper Fahrbahnplatten

Berichte:

Eberhard MöllerAnregungen für die Hochhäuser von morgen – Internationaler Hochhauspreis 2014

(Änderungen vorbehalten)

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D-69469 Weinheim

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Fax +49 (0)6201 606-184

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Ernst & Sohn



Hrsg.: Ulrike Kuhlmann

Stahlbau-Kalender 2015

Schwerpunkte: Eurocode 3 –

Grundnorm, Leichtbau

ca. € 144,–*

Fortsetzungspreis: ca. € 124,–*

ISBN 978-3-433-03104-9



Eurocode 3 – Grundnorm,

Außergewöhnliche Einwirkungen

€ 144,–*

Fortsetzungspreis: € 124,–*

ISBN 978-3-433-03052-3



Eurocode 3 – Anwendungs-

normen, Stahl im Industrie-

und Anlagenbau

€ 139,–*


ISBN 978-3-433-02994-7



Eurocode 3 – Grundnorm,

Brücken

€ 79,–*


ISBN 978-3-433-02988-6



Schwerpunkt: Stabilität,

Membrantragwerke

€ 79,–*


ISBN 978-3-433-02909-1

Die Stahlbau-Kalender dokumentieren den aktuellen Stand des Stahlbau-Regelwerkes. Herausragende Autoren vermitteln Grundlagen und geben praktische Hinweise für Konstruktion und Berechnung. Mit neuen Schwer-punkten in jeder Ausgabe! Die Herausgeberin: Ulrike Kuhlmann

Zur bauaufsichtlichen Einführung von Eurocode3 werden ab Stahlbau-Kalender 2011 systema-tisch alle Normteile kommentiert.

In diesem Jahr mit Anwendungshinweisen zur Fertigungsnorm EN 1090. Außerdem: Leicht-bau, Aluminiumtragwerke, Glasbau, Membran-tragwerke, Faserverbundwerkstoffe.

Stahlbau-Kalender

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Die fi scher Bemessungssoftware FIXPERIENCE unterstützt Sie als Planer und Statiker sicher und zuverlässig und ersetzt die bisher bestehende fi scher Bemessungssoftware COMPUFIX. Der neue, modulare Aufbau des Programms umfasst eine Ingenieursoftware mit speziellen Anwendungsmodulen. Folgende Programme sind in der Software enthalten:

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Sicherheit ist berechenbar:

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C-FIX: Das Ankerbemessungs-Programm für Stahl - und Verbundanker in Beton.

REBAR-FIX: Zur Bemessung von nachträglichen Bewehrungsanschlüssen im Stahlbetonbau.

WOOD-FIX: Zur Berechnung von Holzverbindungen und -verstärkungen mit fi scher Schrauben.

MORTAR-FIX: Zur Ermittlung des Injektionsmörtelbedarfs bei Verbundankern in Beton.

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Messe BAU 2015

Halle A1, Stand 32919.01. - 24.01.2015

in München

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