Sb 201112

12 Stahlbau

– Control of cracking in composite bridge decks in regions in biaxial tension– Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 1) – New steel-concrete connection for prefabricated composite bridges– Verformungsverhalten von Slim-Floor Trägern– Membranwirkung von Verbunddecken bei Brand – Numerische Analyse– Hubschrauberlandeplattform Klinikum Aachen– Die Revitalisierung des Glockenstuhls der Dresdener Kreuzkirche– Bemessungshilfen für das Biegedrillknicken von Trägern aus Walzprofilen

80. JahrgangDezember 2011ISSN 0038-9145A 6449

1Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Inhalt

Stahlbau12

Editorial

879 Ulrike Kuhlmann, Richard StroetmannHerzlichen Glückwunsch zum Geburtstag!

Fachthemen

880 Roger P. JohnsonControl of cracking in composite bridge decks in regions in biaxial tension

885 Ingbert Mangerig, Sascha Burger, Robert Wagner, Otto Wurzer, Cedrik ZapfeZum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 1) – Ruhende Beanspruchung

894 Dimitrios Papastergiou, Jean-Paul LebetNew steel-concrete connection for prefabricated composite bridges

904 Gunter Hauf, Ulrike KuhlmannVerformungsverhalten von Slim-Floor Trägern

911 Peter Schaumann, Martin Mensinger, Jörg Sothmann, Martin StadlerMembranwirkung von Verbunddecken bei Brand – Numerische Untersuchungen

916 Norbert Sauerborn, Jochen StengelHubschrauberlandeplattform Universitätsklinikum Aachen

922 Richard Stroetmann, Lea Kuhnen, Sven SchneiderDie Revitalisierung des Glockenstuhls der Dresdener Kreuzkirche

934 Rolf Kindmann, Manfred KäsmaierNeue Bemessungshilfen für das Biegedrillknicken von Trägern aus Walzprofilen

Berichte

942 Tim WeberVorschläge für eine neue Stahlbau-Profilreihe für Kranbahnträger

Rubriken

910 Firmen und Verbände (s. a. 933)941 Aus der Forschung947 Aktuell (s. a. S. 949)948 Persönliches952 Rezensionen953 Termine

Stellenmarkt

Produkte & Objekte

A4 ParkhausbauA14 Türen und ToreA17 Brand- und KorrosionsschutzA25 aktuell

„Design and Performance“ sind häufig verwendete Begriffe aus der Automobil-Branche,mit denen man auch dieses, dem ruhenden Autoverkehr gewidmeten Objekt „ParkingCircé“ trefflich umschreiben kann. Inmitten eines von Verkaufs- und Freizeitangebotengeprägten Gebiets, fügt sich die verspielte und zugleich dynamische Konstruktion ein.Das mit dem französischen Stahlbaupreis 2010 ausgezeichnete Bauwerk des Architek-turbüros CunoBrullmannJeanLucCrochon+Associés beweist eindrucksvoll welche Mög-lichkeiten der Stahlbau und die vielfältige Produktpalette von ArcelorMittal ARVAL imParkhausbau bieten.

Foto: Syndicat de la Construction Métallique de France

80. JahrgangDezember 2011, Heft 12ISSN 0038-9145 (print)ISSN 1437-1049 (online)

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

Aus Wiley InterScience wird Wiley Online Library

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattformfür das Stahlbau Online-Abonnement

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

Impact-Faktor 2010: 0,234

Beinahe hätten wir es vergessen! So wenig Aufheben machtder Kollege Gerhard Hanswille um seine eigene Person.

Zum Glück haben die Mitarbeiter seines Lehrstuhlsrechtzeitig eine Festschrift anlässlich seines 60. Geburtsta-ges am 24. November 2011 initiiert und viele seiner Fach-kollegen, ehemaligen Mitarbeiter und Wegbegleiter habensich beteiligt. Was liegt näher als die Idee, einige der aus-gezeichneten Beiträge der Festschrift in einem eigenenHeft des STAHLBAU’s zu veröffentlichen und ihm diesesHeft als Zeichen der Wertschätzung zu widmen.

Die dabei getroffene Auswahl ist zu einem gewissenMaß zufällig, aber dann auch wieder durchaus repräsenta-tiv für sein berufliches Wirken.

So zeigen zwei englischsprachige Artikel von Fach-kollegen, dass Gerhard Hanswille international hohe An-erkennung genießt und u. a. maßgeblich bei der Erstellungder europäischen Normen vor allem zum Verbundbau be-teiligt war. Die geringen Umsetzungsschwierigkeiten, die eshier in Deutschland bei den Verbundbaunormen gibt, zeu-gen davon, dass beide, deutsche und europäische Norm,gleichermaßen seine Handschrift tragen.

Mit seinem Beitrag zur Rissbildung in Betonplatten vonVerbundbrücken unter zweiachsiger Zugbeanspruchungnimmt der „Verbundbau-Veteran“ Roger P. Johnson (Uni-versity of Warwick, U.K.) gerade ein Herzensthema auf,das Gerhard Hanswille schon in seiner eigenen Disserta-tion behandelt hat. Die darauf folgenden beiden Beiträgevon Ingbert Mangerig et al. sowie Dimitrios Papastergiouund Jean-Paul Lebet (Ecole Polytechnique Fédéral deLausanne, Schweiz) setzen sich auch mit Kernthemen desVerbundbaus, für die Gerhard Hanswille als ausgewiese-ner Experte gilt, auseinander: mit Verdübelungssystemen,

879© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 80 (2011), Heft 12

Editorial

DOI: 10.1002/stab.201101508

Herzlichen Glückwunsch zum Geburtstag!Es gratulieren die Kollegen Herrn Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswillezu seinem Sechzigsten

deren theoretischer und experimenteller Verifizierung so-wie den zugehörigen Berechnungsmodellen.

In den anschließenden beiden Artikeln werdenAspekte von Verbunddeckensystemen behandelt. GunterHauf und Ulrike Kuhlmann untersuchen das Verformungs-verhalten von ein- und zweifeldrigen Slim-Floor Trägernund stellen ein Modell zur Verformungsberechnung vor.Peter Schaumann, Martin Mensinger und deren Mitarbei-ter gehen auf numerische Untersuchungen zur Membran-wirkung von Verbunddecken im Brandfall ein.

Zwei Projekte – der Neubau der Hubschrauberlande-plattform des Aachener Klinikums (Norbert Sauerbornund Jochen Stengel) und die Revitalisierung des Glocken-stuhls der Dresdener Frauenkirche (Richard Stroetmannet al.) stehen für den engen Praxisbezug, den GerhardHanswille stets pflegt. Der abschließende Fachbeitrag, indem Bemessungshilfen für das Biegedrillknicken von RolfKindmann vorgestellt werden, kommt von der Ruhr-Uni-versität Bochum, wo Gerhard Hanswille studierte, promo-vierte und jahrelang tätig war.

Sein Doktorvater Prof. Dr.-Ing. Karlheinz Roik hateine ganze Generation von „Stahlbauern“ geprägt, unterdenen Gerhard Hanswille durch seine persönliche Auto-rität und Integrität und durch die besondere Wertschät-zung von Prof. Roik immer auch eine gewisse anerkannteSonderrolle spielte.

Dies wird auch in der ausführlichen Laudatio vonIngbert Mangerig deutlich, der die Vielseitigkeit von Ger-hard Hanswille, sei es als Hochschullehrer, Wissenschaft-ler, praktizierender Ingenieur oder als Mitglied von Nor-menausschüssen, Fachgremien und Berufsverbänden, her-vorhebt und als enger Kollege aus der „Bochumer“ Zeitauch einige persönliche Aspekte hinzufügt.

Kollegen, Freunde und Weggefährten gratulieren Ger-hard Hanswille herzlich zu seinem Geburtstag und wün-schen ihm Gesundheit, Glück und Zufriedenheit im Pri-vaten und noch viele schöne Aufgaben für die Zukunft.

Stuttgart und Dresden im November 2011,

Ulrike Kuhlmann Richard Stroetmann

Ulrike Kuhlmann Richard Stroetmann

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Fachthemen

© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 80 (2011), Heft 12

Deck slabs of bridges of composite construction can in places bestressed in biaxial tension throughout their thickness. Rules forcontrol of crack width in codes such as EN 1994-2 are based ontests in uniaxial tension. Crack-width measurements are reportedfrom tests in 1977 on slabs in biaxial tension, acting as flanges ofcomposite beams. A theoretical model for prediction of crackwidth is explained, and a method is given for applying the rules ofEN 1994-2 to biaxial tension. It gives results slightly more conser-vative than characteristic values deduced from the test results.

Rissbreitenbeschränkung in Bereichen unter zweiachsialer Zugbeanspruchung für Fahrbahnplatten von Verbundbrücken.Fahrbahnplatten von Verbundbrücken können teilweise über ihregesamte Dicke durch zweiachsiale Zugbeanspruchungen belas-tet werden. Regelungen zur Rissbreitenkontrolle in Normen wieEN 1994-2 beruhen auf Versuchen unter einachsialer Beanspru-chung. Zu Versuchen aus dem Jahr 1977 liegen Ergebnisse vonRissbreiten-Messungen an Platten unter zweiachsialer Bean-spruchung vor, bei denen die Platten als Gurte von Verbundträgernwirkten. Es wird ein theoretisches Modell zur Vorhersage vonRissbreiten erläutert und eine Methode zur Anwendung der Vor-schriften der Norm EN 1994-2 auf zweiachsige Zugbeanspruchungvorgestellt. Die Ergebnisse des Modells sind etwas konservativerals die charakteristischen Werte, die aus den Versuchen ermitteltwurden.

1 Introduction

In continuous composite bridge decks with cantilever cross-girders, the concrete deck in a region near an internal sup-port may be in tension both longitudinally and transversely.An example is the Avonmouth Viaduct (1974) in the U. K.Its concrete deck slab is 216 mm thick. At the edges of thedeck, it acts as the tension flange of transverse cantilevercross-girders. The composite neutral axes for both longitu-dinal and transverse hogging bending are several slab thick-nesses below the slab, which is therefore in almost uni-form tension. At its top surface, directions of in-plane princi-pal tensile strain are not aligned with either the longitudinalor the transverse reinforcement. Codes give no guidanceon control of crack width in this situation.

Research on both uniaxial and biaxial cracking in theelastic range was done at the University of Warwick be-tween 1974 and 1982. The work on uniaxial cracking in-

cluded about 8000 measurements of crack width. The workhas been published ([1], [2]), so only details relevant to thework on biaxial tension are repeated here.

2 Tests in biaxial tension

The tests in biaxial tension were done on five cruciformquadruple-cantilever specimens, 3.9 m by 4.8 m in plan,with a deck slab 90 mm thick. Figure 1 shows a plan viewof one of them, the grid lines used for measurement ofmean strain and widths of cracks, and a typical crack pat-tern. The steelwork below the slab is shown in Fig. 2. Itwas supported from below at the intersection of the steelbeams. Vertical loading was applied at the ends of the fourcantilevers. One of the specimens was subsequently usedfor punching shear tests. A publication on that work [3]gives more details of the test specimens. The work oncracking was reported to the then Transport and RoadResearch Laboratory ([4], [5], [6]), but has not been pub-lished until now. It is presented and compared here withthe rules in clause 7.4 of EN 1994-2, “Cracking of con-crete”.

Control of cracking in composite bridge decks in regions in biaxial tensionHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Roger P. Johnson DOI: 10.1002/stab.201101497

Fig. 1. Test specimen NBM3 from above, showing grid linesand crackingBild 1. Draufsicht auf Prüfkörper NBM3 mit Gitternnetz -linien und Rissbildung

881

R. P. Johnson · Control of cracking in composite bridge decks in regions in biaxial tension

Stahlbau 80 (2011), Heft 12

3 Tests for crack width in concrete flanges with uniaxial tension

References 1 and 2 describe tests on eight composite T-beams with cross-sections of the type shown in Fig. 3a.They were loaded as shown in Fig. 3b. Measurements ofcrack width were made where cracks crossed grid lines 1to 9 in the test region, each of length 2.03 m. Longitudinalstrain was measured along overlapping gauge lengths of203.2 mm, between points located at 101.6 mm intervalsalong each grid line. Thus, there were 19 readings per linefor each load increment, which gave a mean strain εm foreach line. The crack widths w were measured to the near-est 0.0125 mm and normal to the local direction of thecrack, which was usually within 20° of the normal to thegrid line. The strength of 150 mm cubes ranged from 25 to52 N/mm2. Shrinkage was measured, and allowed for incalculations.

The work led to design equations for predicting themean (wm) and characteristic (wk) surface crack widthsabove the bars, with top cover c, and mid-way betweenbars, at distance acr from the nearest bar. The loadingsused were such that mean strains εm ranged from 0.001 tojust below the yield strain of the bars, 0.0022 or above.

4 Theory for prediction of crack width in uniaxial tension

A linear-elastic finite-element model (Fig. 4) was used tostudy the relative importance of parameters and the inter-actions between them [4]. It represented reinforcement ofarea As at the centre of a rectangular prism of concrete oflength 2L (the crack spacing), depth hc (the bar size plustwice the concrete cover, c) and breadth 2S (the spacingof the bars). It was loaded by applying tensile stress fs toeach end of the reinforcing bar.

Surfaces X in Fig. 4 represent cracks and surfaces Zare the top and bottom surfaces of the slab. Real slabs arecontinuous on surfaces Y, but at practical bar spacings thedisplacements and stresses on these surfaces were foundto be so small, that they were assumed to be unrestrained.Symmetry enabled analyses to be limited to one quarter ofthe model, using 96 prismatic elements each subdividedinto five tetrahedra. Crack widths are given by deforma-tion of surface X relative to the reinforcing bar, and longi-tudinal tensile strains can be found throughout the con-crete.

Initial studies found that two parameters had negligi-ble influence on crack width, so they were kept constantin the main study: reinforcement ratio, in the range 0.8 %to 1.7 %; and stiffness of concrete in the range 11 ≤ E ≤33 kN/mm2. The stresses fs were kept below 400 N/mm2.The tensile strength of the concrete was taken as 2.8 N/mm2.Assumed crack spacings, 2L, ranged from 75 to 250 mm,and bar spacings 2S from 60 to 316 mm.

Derivation of equations using results from such amodel is more straightforward than from test data, becausescatter from the latter is so wide. The statistical distribu-tions used for test data are highly skewed by the numer-ous very narrow cracks, whereas it is the widest cracksthat are of interest.

The cover c is an important parameter. It was variedfrom 25 to 60 mm, and the depth hc ranged from 62 to144 mm. The mean strain in the reinforcement εm is foundfrom its total extension em. The mean strain in the con-crete excluding crack width εc is determined from the ex-

Fig. 3. Test specimens: a) cross-section, b) typical elevation Bild 3. Prüfkörper: a) Querschnitt, b) typische Seitenansicht

Fig. 4. Finite-element model for a reinforcing bar within aconcrete prism in tensionBild 4. Finite-Elemente-Modell eines Bewehrungsstabs innerhalb eines Betonprismas unter Zugbeanspruchung

Fig. 2. Steelwork for four composite cantilever beamsBild 2. Stahlkonstruktion für vier Verbund-Kragträger

a)

b)

882



tension of the concrete surface ec which reduces as thedistance acr from the surface of the bar is increased.

By definition, the crack width is

w = em – ec = 2L(εm – εc) = 2L εm(1 – εc/εm) (1)

with2L spacing of cracksw width of crack; wm, mean value; wk, characteristic

valueεm mean strain along grid line (tests); mean strain in re-

inforcement (f. e. model)

It was assumed that εc/εm is a function of the bar spacing2S, the cover c and the crack spacing 2L, which is a func-tion of εc, εm, S and c. The objective was to find functionsvalid within the domain covered by the study. Details aregiven, with evidence for the approximations needed [4].

Variation in crack width across the width of theprism is represented by acr, the distance from the surfaceof the bar to the point where w is to be found. The length2L was found to depend on amax, the maximum value ofacr. In practice, amax ≈ S.

As only wide cracks are of interest, the prediction ofcrack spacing could be simplified, in mm units, to

2L ≈ (0.82 amax + 86) (2)

The initial result for εc/εm was

εc/εm = (2 + 4400 εm)/[acr {47/S + 0.53}] (3)

withacr distance from crack on surface of slab to nearest rein-

forcing bar

The {…} parenthesis was then simplified to 1.0, so the finalversion of Eq. (1) is that the predicted mean crack widthis, in mm units,

w = εm [0.82 amax + 86] [1 – (2 + 4400 εm)/acr] (4)

The first […] bracket is an estimate of the maximum spac-ing of cracks in a fully-developed crack pattern, with un-cracked concrete assumed to be rigid. Thus, the maximumcrack width would then be w = εm [0.82 amax + 86]. Thesecond […] bracket is the correction for tension stiffening.For example, if εm = 0.001 and acr = 100 mm, its value is0.964.

After reinforcement has been detailed, amax and acr atany given point are known. From Eq. (4), w/εm is then alinear function of εm. The widest cracks occur at pointsfurthest from the bars, where acr typically exceeds 100 mm,and then w/εm is almost independent of the strain εm inthe reinforcement; an important simplification.

This result was also deduced from the tests in uniax-ial tension on composite beams [2], where the effects oftension stiffening are different from those in the finite-ele-ment model. It enabled results from all the load levels tobe combined. Thus, εm is the principal parameter for theprediction of crack width in practice. Other parametersare the diameter of the bars and their spacing.

5 Analysis of results of the tests in biaxial tension

The slabs and details of reinforcement in these tests weresimilar to those of [2]. Bars of diameter 10 and 12 mmwere used, with different bar sizes and spacings in the twoquadrants with grid lines (Fig. 1). Measurements of crackwidth and mean strain over a gauge length (denoted εg)were taken along these lines. Those along diagonal lineswere not used, as no method for their analysis could befound.

The gauge length g for strain measurement, usually200 mm, is similar to the theoretical maximum spacing ofcracks (about 210 mm). Most lengths included one crack,though some had zero; others had two or more. Those lessthan 0.0125 mm wide were ignored. The measured strainsvaried widely along a grid line, and did not correspond tothe strain fields for the uncracked slabs found by finite-el-ement analyses.

The ratios w/εg were plotted against εg. It was foundthat if w/εg is assumed to be independent of εg (as in theuniaxial tests) and is taken as the mean of the values fromthat grid line, the average error in w/εg is less than 6 %.This ratio is now now denoted w/εm.

5.1 Correction to εm where a gauge length includes several cracks

Several methods were studied. A simplified version of theone used is now explained, assuming two cracks of widthsw1 and w2 in a length g. Let e be the measured extensionof the gauge length g. For cracks that run normal to thegrid line, the extension of the uncracked concrete is

ec = e – w1 – w2 (5)

It is assumed to be shared between the cracks in propor-tion to their widths, so the extension associated with crackw1 is

ec1 = ecw1/(w1 + w2) (6)

The mean strain recorded for crack w1 is εm1 = (w1 + ec1)/g,and is the same for both cracks. The method used also al-lowed for widths w that are not parallel to the grid line,and gave similar results.

6 Rules for checking crack width in biaxial tension

The direction of a crack is presumably determined by thedirection of the principal tensile strain at the surface, priorto cracking. When the crack forms the strain is locally in-creased to εm and the adjacent strain field is disturbed.The designer cannot predict these details, for a given load-ing, and needs a simpler method, as follows, for checkingcrack width at a chosen point on the top surface of a deckslab.

From global analysis of the bending moments in thetwo intersecting beams whose common concrete flange isin biaxial tension, the tensile stresses σx and σy in the re-inforcing bars (assumed to be aligned with the beams) arecalculated in the usual way, neglecting the tensile strengthof concrete and (normally) both slip of the shear connec-

883



tion and shrinkage. Let the corresponding strains be εxand εy, with εx ≥ εy. Then εm is replaced by εp, where:(a) if εy ≥ 0.3εx, the principal strain after cracking is as-

sumed to be εp = εx(b) if not, assume εp = (ε2

x + ε2y)1/2

If the centre-to-centre spacings of the top reinforcing barsare sx and sy, then the equivalent spacing sp is taken as thegreater of sx and sy. The widest cracks are those furthestfrom the bars, so that both acr and amax can be taken assp/2.

Thus, equation (4) becomes

wm = εp[0.41 sp + 86][1 – (4 + 8800 εp)/sp] (7)

withsp equivalent spacing of reinforcing bars, for biaxial ten-

sionεp equivalent mean tensile strain in reinforcement, for

biaxial tension

For typical values of εp and sp in bridge decks, this can befurther simplified to

wm = εp[0.4 sp + 80] (8)

This was found to be an adequate prediction of maximummeasured crack widths. For example, for tests with sp =240 mm, c = 19 mm and εp = 0.0016 it gives wm = 0.282 mm,which is compared with the test results in Fig. 5.

7 Comparison with design rules in EN 1994-2 (EC 4)

Table 7.2 of EC 4 gives maximum bar spacings for givencrack widths wk and reinforcement stresses σs. The pro-posed design rules can be presented in this way. For com-parison with Table 7.2, two conversions are needed. Thefirst is to convert the mean crack width, wm say, to wk,which in Eurocodes is taken as the estimated 20 % upper

fractile value. This concept has not been clearly definedfor regions of surfaces of slabs, as here, where the strainfield is nowhere uniform. Also, the total number of cracksfound in a given area and strain field depends on howcarefully one looks.

The interpretation used here is as follows, for a valuewk calculated for a given point on a deck slab. It is as-sumed that over a square area of side equal to the meancrack spacing, centred on this point, the variation in prin-cipal tensile strain is negligible. The meaning of wk is thatif there were a large number of bridges, nominally identi-cal in geometry, materials and loading, one would expectto find a crack in this area of width greater than wk, in20 % of the bridges.

Test results were processed in terms of the ratio ofcrack width to mean strain at the location of the crack,w/ε. Measurements on each of 24 sets of grid lines gave amean value for w/ε, which was assumed to be normallydistributed. The 24 coefficients of variation averaged 0.28.It was at first deduced from this that wk ≈ 1.2 wm, whichseems low. Analysis of the more extensive informationfrom the work on uniaxial cracking led to wk ≈ 1.45 wm.This ratio and Eq. (7) are used here.

The other conversion is from the mean tensile strainat the surface, εp, to the stress σs in the reinforcement.This allows for the curvature of beams, which was absentfrom the finite element model of Fig. 4 that led to Eq. (4).Strain εp, like the strain εm in the finite-element model, isthe mean strain in reinforcing bars, allowing for tensionstiffening. The steel stress σs in EC 4 also allows for ten-sion stiffening, but the crack widths in Table 7.2 are at theconcrete surface, and so allow for curvature.

The correction can be estimated from the biaxial tests.The bars were from 21 to 33 mm below the top of the slab,and the neutral axis was at a depth of about 480 mm,achieved by the use of the highly asymmetrical steel sec-tions shown in Fig. 2. The ratio of surface strain to strainat bar level ranges from 1.045 to 1.073. It is here taken as1.06, so that εp in Eq. (4) is replaced by 1.06 σs/Es. FromEq. (7),

wk = 1.45 · (1.06 σs/E)(0.41 sp + 86)· [1 – {4 + 8800(1.06 σs/E)}/sp] (9)

withσs mean stress in reinforcement, for cracked concrete

with tension stiffening

For given values of wk and maximum bar spacing sp,Table 7.2 of EN 1994-2 gives the maximum stress in thereinforcement, σs. For given wk and sp, Eq. (9) can be solvedfor σs. The resulting values from Table 7.2 and Eq. (9) arecompared in Fig. 6. This shows that stress limits based oncrack-width measurement are slightly more liberal thanthose in EN 1994-2. This is to be expected, because thecode has to apply to a wider range of situations than thosetested.

It is also possible to compare the values of character-istic crack width, wk, given by the two methods for knownreinforcement stress and bar spacing, assuming that inter-polation for crack width between the columns of Table 7.2is valid. Results are given in Fig. 7 for three reinforcement

Fig. 5. Predicted mean crack widths (Eqs. (4) and (8)) andtest resultsBild 5. Vorhergesagte mittlere Rissbreiten (Gln. (4) und (8))und Prüfergebnisse

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stresses: 160, 240 and 320 N/mm2. They show that char-acteristic crack widths based on the measurements areabout 0.05 mm narrower than the Eurocode predictionsfor a stress of 160 N/mm2, and 0.03 mm narrower for astress of 240 N/mm2. These two comparisons provide evi-dence that the code method, as interpreted above, is ap-plicable to biaxial cracking.

8 Conclusions

From extensive crack-width measurements along grid lineson cruciform quadruple-cantilever composite beams in hog-ging bending with 10 mm and 12 mm bars and a deck slab

90 mm thick, it is concluded that the crack-control rulesof EN 1994-2 can be applied to crack widths on surfacesof composite bridge decks in biaxial tension. It is assumedthat the reinforcing bars are parallel to the intersecting com-posite beams (typically, a main girder and a cross-girder).

The equivalent tensile stress in reinforcement and theeffective bar spacing should be determined as explainedabove. Table 7.2 of EN 1994-2 is then used, as for uniaxialcracking.

The direction of the majority of cracks studied was notclose to the direction of either set of reinforcing bars. Therange of bar diameters used was not wide enough to en-able comparison with the alternative rules of EN 1994-2,given in its Table 7.1.

References

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[2] Johnson, R. P., Allison, R. W.: Cracking in concrete tensionflanges of composite T-beams. The Structural Engineer, 6B(1983), pp. 9–16.

[3] Johnson, R. P., Arnaouti, C.: Punching shear strength ofconcrete slabs subjected to in-plane biaxial tension. Magazineof Concrete Research, 32 (1980), No. 110, pp. 45–50.

[4] Arnaouti, C.: Research into composite bridge decks in biax-ial tension. Report No. 7 to the Transport and Road ResearchLaboratory, pp. 66, Jan. 1977 (unpublished).

[5] Arnaouti, C.: Research into composite bridge decks in biax-ial tension. Report No. 8 to the Transport and Road ResearchLaboratory, pp. 80, June 1977 (unpublished).

[6] Johnson, R. P., Arnaouti, C.: Cracking in composite bridgedecks in uniaxial and biaxial tension. Final Report to the Trans-port and Road Research Laboratory, pp. 40, July 1982 (un-published).

Author of this paper:Emeritus Professor Roger P. Johnson,School of Engineering, University of Warwick, Coventry, U.K., [email protected]

Fig. 6. Predicted stress limits for crack widths of 0.2 and0.3 mm, and EN 1994-2Bild 6. Vorhergesagte Spannungsgrenzen für Rissbreiten von0,2 und 0,3 mm im Vergleich mit Werten nach EN 1994-2

Fig. 7. Crack widths for bar spacings and reinforcementstresses from 160 to 320 N/mm2

Bild 7. Rissbreiten bei unterschiedlichen Stababständen undSpannungen in der Bewehrung von 160 bis 320 N/mm2

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Fachthemen


Umfangreiche Forschungsaktivitäten zu alternativen Verdübelungssystemen haben in denzurückliegenden Jahren gezeigt, dass Betondübel eine wirtschaftliche und mechanischgeeignete Va riante zur Schubsicherung ermöglichen. Bei diesem Verbundsystem entstehtdie Verdübelung bei der Herstellung der Betontragkomponente, indem in das Stahlprofileingebrachte Aussparungen von unterschiedlicher geometrischer Gestalt mit Bewehrungversehen und einbetoniert werden. Auf der Grundlage einer Vielzahl ausgewerteter Ver-suche konnte ein statistisch abgesichertes Bemessungskonzept erarbeitet werden, dasauf das gesamte Spektrum getesteter Dübelformen anzuwenden ist. Zur Steigerung derWirtschaftlichkeit einer Verbundsicherung durch Betondübel wurden Aussparungsgeo-metrien dahingehend weiterentwickelt, dass Brennschnittführungen mit dem Focus aufminimalen Verschnitt im Vordergrund standen. Neben Blechtafeln können auf dieseWeise auch Walzträger in zwei gleichwertige, obergurtlose Stahlprofile mit Aussparun-gen im Stegbereich getrennt werden. Die vorliegenden Berechnungskonzepte wurdenausnahmslos halbempirisch aufgestellt. Obwohl für vorwiegend ruhend beanspruchteBauteile eine Verbundsicherung mit Betondübeln auf der Basis einer Vielzahl von Versu-chen möglich ist, erfordern neue Dübelformen trotzdem absichernde Versuche.

The application of concrete dowels in composite constructions (Part 1) – Statical load-ing. Extensive research activities during last years proved concrete dowels as mechani-cal and economical reasonable alternative solution for shear connections of compositemembers. Concrete dowels are produced through recesses of various geometries andtopologies in webs or flanges of steel profiles, filled with reinforcement and places inconcrete chords. A design concept could be developed based on numerous laboratorytests applicable in a range of tested and statistically evaluated dowel sizes and shapes.Supplemental research projects have been established for economical reasons in orderto consider optimized dowel shapes supporting automatic laser cut methods that dividestandard steel profiles into two profiles without upper flange including concrete dowelsin web plates within only one process. Extended design procedures for such specificdowel topologies require further experimental verification.

wirkung des Betons in der hochbean-spruchten Prozesszone ge währ leis ten -den Ausnehmungsgeometrie baut sichin Verbindung mit den Stützkräftender Druckstreben ein quasi-hydrosta-tischer Druck span nungs zustand mitentsprechend hoher Beanspruchbar-keit auf. Erst die für alle Betondübel-varianten geltende Forderung, durchdie Form der Ausnehmung in der Pro -zesszone die deviatorischen Anteileim dreiaxialen Spannungszustand biszum Erreichen der Traglast mit Nullbesetzen zu können, bietet die Ge-währ für eine sichere Abstützung derDruckstreben auf einer verhältnismä-ßig kleinen Leibungsfläche. Mit dersicheren Übergabe der Schubkraftaus dem Betongurt in den Stahlzahnist das Gleichgewicht in der Verbin-dungsline zwischen den Stahlausneh-mungen zu gewährleisten. Abhängigvom gegenseitigen Abstand der Stahl-ausnehmungen wird sich eine Scher-beanspruchung einstellen, welche mitaus der Exzentrizität der Schubkraftherrührenden Normalspannungen undden aus der Haupttragwirkung resul-tierenden Beanspruchungen im Stahl -profil zu überlagern ist (Bild 1). Damitist bei obergurtlosen Stahltragkompo-nenten im Gegensatz zur Bemessungvon Kopfbolzen eine alleinige Fokus-sierung auf das Verbundmittel nur inAusnahmefällen möglich. Dies trifft ins-besondere auch auf die Beurteilung desTragvermögens von Beton dübeln unternicht ruhender Bean spru chung zu.

Die Forschungsaktivitäten zurBetondübeltechnologie begannen An -fang der zurückliegenden neunzigerJahre. In kleinen Versuchsserien wur-den unterschiedliche Ausnehmungs-geometrienen getestet und stetig wei-terentwickelt. Die Ergebnisse dieserEntwicklungsarbeit schufen die Basis

Ingbert MangerigSascha BurgerRobert WagnerOtto WurzerCedrik Zapfe

Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 1) –Ruhende Beanspruchung Herrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

1 Einführung

Mit der Verbundbauweise werden imRegelfall Kopfbolzendübel als Ver-bundmittel assoziiert. Hierbei han-delt es sich um eine bewährte Ferti-gungsmethode, die aufgrund der Au-tomatisierung des Schweißvorgangsauch aus wirtschaftlicher Sicht einehohe Akzeptanz besitzt. Außerdemhandelt es sich bei den Kopfbolzen -dübeln um ein in nationalen wie auchinternationalen Regelwerken veran-kertes Verbundmittel, welches zudemim Verbundbau bereits seit Jahrzehn-ten eingesetzt wird. Jüngere For -

DOI: 10.1002/stab.201101500

schungs aktivitäten zu alternativen Ver - dü be lungs systemen haben allerdingsgezeigt, dass Betondübel eine wirt -schaft lich und mechanisch geeigneteAlternative zur Sicherung der Ver-bundfuge darstellen. Betondübel ent-stehen bei der Herstellung der Beton-tragkomponente, indem in das Stahl-profil eingebrachte Aussparungenvon unterschied licher geometrischerGestalt mit Bewehrung versehen undeinbetoniert werden. Die Verbund-wirkung wird durch das Abstützenvon Betondruckstreben auf die Lei-bung der Ausnehmung im Stahlprofilerreicht. Bei einer die Umschnürungs -

886

I. Mangerig/S. Burger/R. Wagner/O. Wurzer/C. Zapfe · Zum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau (Teil 1) – Ruhende Beanspruchung


für erste bauaufsichtliche Zulassun-gen für die Perfobond-Leiste [1], [2]und die Kombi-Verdübelung [3].Kombi-Dübel, die als tropfenförmige,einseitig offene Ausnehmungen um-schrieben werden können, durftenbauaufsichtlich abgesichert bis zu ei-nem maximalen Durchmesser von100 mm sowohl als aufgeschweißteDübelleiste als auch direkt im Steg-blech eines obergurtlosen Stahlpro-fils, im sogenannten Kombi-Trägernach Bild 2, eingesetzt werden.

Grundlegende Arbeiten zur Wei-terentwicklung der Betondübeltech-nologie liegen mit [4] und [5] vor. Ausden umfangreichen Forschungsergeb-nissen dieser Arbeiten entwickelte sichein statistisch abgesichertes Bemes-sungsverfahren, welches in praktischhandhabbarer Form die Konzeptionund Planung von Verbundkonstruk-tionen mit Betondübeln zur Verbund -sicherung ermöglicht. Der Weg ausdem wissenschaftlichen Entwicklungs -stadium in die Anwendungs praxis führtim Regelfall über bauaufsichtliche Zu -lassungen und Referenzprojekte, beidenen innovative technische Lösungenim Sinne einer Erprobung sowohl diemechanische Wirksamkeit und Dauer -haftigkeit, als auch die wirtschaftlicheKonkurrenzfähigkeit unter Beweis stel -len müssen. Diese Phase hat die Beton -dübeltechnologie bereits durch schrit -

ten. Die Anwendung gewinnt zu neh -mend an Bedeutung, was auch aus einem verstärkten Interesse an For-schungsvorhaben an nationalen undinternationalen Forschungsinstitutensowie Entwicklungsarbeiten in Unter-nehmen abzulesen ist.

In den nachfolgenden Abschnittenwerden nach Erläuterung der Grund-sätze eines vorgeschlagenen Bemes-sungs- und Nachweisverfahrens untervorwiegend ruhender Lasteinwirkungdie erweiterten Untersuchungen zumErmüdungsverhalten dargestellt. Ne-ben den Aspekten zur Ausweisungmöglicher Be an spruchungs kapa zi tä -ten und der Bestimmung des Wider-stands gegen Werkstoffermüdung wirddie Fortschreibung der Entwicklungsignifikant durch einen wirtschaft li -chen Produktionsprozess geprägt, wasvöllig neuartige Formgebungen her-vorgebracht hat, die der Forderung einer kontinuierlichen Trennschnitt-führung mit minimalem VerschnittRechnung tragen. Der Fokus aktuel-ler Forschungsaktivitäten richtet sichauf die Verwendung von Betondü -beln im Kontext mit hochfestem Be-ton und Faserbeton sowie auf dieSchaffung wissenschaftlich basierterGrundlagen zur zielsicheren Beurtei-lung des Ermüdungsverhaltens. Be-sondere Beachtung wird hierbei deraußerordentlich wichtigen Überlage-

rung von lokaler und globaler Trag-wirkung geschenkt, die besonders beiden obergurtlosen Stahlprofilen dasErmüdungsverhalten kennzeichnendbestimmt.

2 Tragvermögen unter vorwiegend ruhender Lasteinwirkung

2.1 Grundlagen der experimentellenUntersuchungen

Eine zielorientierte Erforschung desTrag- und Verformungsverhaltens vonVerbundmitteln setzt aufgrund derKomplexität lokal hoch beanspruchterLasteinleitungen detailliert geplanteLaborversuche, ergänzt um beglei-tende theoretische Analysen voraus.Dabei hat sich in der Forschungsland-schaft eine zweistufige Vorgehens-weise etabliert, in der die isoliertenTrageigenschaften des einzelnen Ver-bundmittels durch Push-Out-Versucheentsprechend Bild 3 betrachtet wer-den. Aufbauend auf geschaffenen Er-kenntnissen zur lokalen Tragwirkungist daran anschließend das globaleTragverhalten, dem Verhalten in realerKonstruktion weitgehend angepasst,mit Trägerversuchen getestet. Die in-ternationale Angleichung dieser Me-thodik gestattet einen unmittelbarenVergleich der Versuchsergebnisse.

Bei Push-Out-Versuchen wirdein Stahlprofil mit symmetrischer An-ordnung der Verbundmittel beidseitsmit Betongurten einer entsprechen-den Bewehrungsführung versehen.Zur Bewertung des Lastverformungs-verhaltens wurden kontinuierlich dieeingeleiteten Lasten und die gegensei-tigen Verschiebungen zwischen Stahl-profil und den Betonkörpern erfasst.Zur Aufzeichnung der Relativverschie -bungen zwischen dem Stahlprofilund den Gurtplatten werden induk-tive Wegaufnehmer gemäß Bild 3 amVersuchskörper befestigt. Durch dieAufnehmer S1 und S2 kann der mitt-lere Schlupf δ und durch die Aufneh-mer A1 und A2 die mittlere gegensei-tige Horizontalverschiebung der Gurte(zweifaches Abhebemaß Δ) gemessenwerden.

Im Rahmen der Ver suchs durch -füh rung wird nach einer dynamischenVorbelastung zur Lösung eines uner-wünschten Haftverbundes der stati-sche Versuch mit konstantem Weg-vorschub durchgeführt. Zur Ermittlungder quasistatischen Dübelkenn liniewerden in prägnanten Versuchssta-

Bild 1. Querbewehrung in Dübelausnehmung zur Aufnahme von NormalkräftenFig. 1. Transverse reinforcement to cover axial forces

Bild 2. Ausführungsbeispiele für Verbundträger mit Betondübeln [5]Fig. 2. Examples of composite beams with concrete dowels [5]

887Stahlbau 80 (2011), Heft 12


dien, wie z. B. nahe dem Ma xi mal -lastniveau, Haltepunkte mit einer 20- bis 30minütigen Unterbrechung desWegvorschubs eingelegt. Die Doku-mentation und Auswertung einesPush-Out-Versuchs erfolgt entspre-chend Bild 4. Für die Relativverschie-bungen gelten die Angaben in derDübelkennlinie und für die Abhebungder Betongurte die Abhebekennlinie.Die wesentlichen Kenngrößen einesVersuchs sind das ausgewiesene ma-ximale Tragvermögen eines Beton -dübels Pmax und die zugehörige Rela-tivverschiebung δmax. Die gegenseitigeVerschiebung der Betongurte gegenden Stahlstempel beim charakteristi-schen Tragvermögen wird mit δuk be-zeichnet. Als weiteres Beurteilungs-kriterium liefert die kontinuierlicheRissaufnahme wäh rend des VersuchsErkenntnisse über die Tragmechanis-men und Verformungs eigenschaften.

Die Feststellung der Erstrissbildunggibt Auskunft über das Verhalten imGebrauchszustand.

Da jedoch bei der Versuchs-durchführung entgegen der Realitäteine kontinuierliche, wenn auch ge-ringe, Belastungsgeschwindigkeit vor-handen ist, der getesteten Strukturdamit insbesondere in der Nähe derTraglast nicht ausreichend Zeit zurBildung von Versetzungen bzw. Mi-krorissen eingeräumt wird, sollte diesdurch eine sicherheitsorientierte Aus-wertung berücksichtigt werden. AlsBezugshorizont wird daher bei denMünchner Versuchen das quasi-stati-sche Tragvermögen Pstat verwendet,welches sich während der Versuchs-durchführung in den Haltepunktenentsprechend der oben definiertenStandzeit ohne weiteren Wegvorschubeinstellt. Die Analyse einer Vielzahlvon Push-Out-Versuchen zeigt, dass

das quasi-statische Tragvermögen beiungefähr 85 % der maximalen Bean-spruchbarkeit liegt. Dies entspricht inder Größe dem aus dem Betonbaubekannten Dauerstandsfaktor, der alsReduktionsfaktor bei der Bestimmungdes Bemessungswertes der Be ton -druck festigkeit angewendet wird. Da-mit schließt sich die beschriebeneVersuchsauswertung in logischer Kon -sequenz den Bemessungsformaten desMassivbaus an.

2.2 Einflussparameter

Erst durch eine entsprechend großeAnzahl experimenteller Untersuchun -gen kann die erforderliche Grund -gesamtheit zur Ableitung von Berech-nungsmodellen geschaffen wer den.Nur empirisch motivierte Bemessungs -ansätze sind streng genommen in derexperimentell abgesicherten Band-breite zuverlässig anwendbar. EineVerwendung außerhalb dieser Gren-zen setzt eine zutreffende Beschrei-bung des Tragverhaltens voraus, wes-halb jedem Bemessungsansatz ein zu-verlässiges mechanisches Modell dualzuzuordnen ist, dessen Qualität durchKorrelationsbetrachtungen zu prüfenist. Im Folgenden werden die Grund-lagen eines vorgeschlagenen Bemes-sungskonzepts für Betondübel erläu-tert. Eine systematische Zusammen-stellung der Einflussfaktoren auf dasTrag- und Verformungsvermögen vonBetondübeln soll mit Bild 5 vorange-stellt werden.

Bild 3. Versuchskörper mit VerformungsmesseinrichtungenFig. 3. Test specimens with deformation measurement equipment

Abhebekennlinien

0

1

2∆ [mm]

Grenze nach EC 4

Idealisierte Dübelkennlinie

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

0 5 10 15 20 25 30 35

δ [mm]

P/Pmax [-]

Pstat

PRk

δmax

δuk

Abhebekennlinien

Idealisierte Dübelkennlinie

Pmax

Bild 4. Versuchsauswertung in Form einer Dübelkennlinie und einer AbhebekennlinieFig. 4. Test evaluation as response curve with uplift characteristics

Bild 5. Schematische Aufstellung derEinflussparameter auf das Trag- undVerformungshalten von BetondübelnFig. 5. Flow chart of influences on thebearing and deformation behavior ofconcrete dowels

888



Als wesentliche Parameter kön-nen die Materialeigenschaften derStahlkomponenten und der Beton-gurte, die Aussparungsgeometrie, derBewehrungsgrad und die Dübeltopo-logie genannt werden. Grundsätzlichergeben sich mit zunehmenden Dü-belabmessungen tendenziell höhereBeanspruchbarkeiten der Betondübelbei gleichzeitig zunehmender Duktili-tät. Allerdings markiert die auf derLeibungsfläche der Stahlausnehmungmaximal mögliche Teilflächenpressungeine vom Werkstoff Beton vorgege-bene Grenze. Unter dem Begriff Dü-beltopologie werden der Einfluss derLage des Betondübels im Betongurtund der Dicke des Betongurts zusam-mengefasst. Randnahe Dübel weisenim Regelfall ein geringeres Tragver-mögen auf. Qualitativ günstig auf dasTrag- und Verformungsvermögen wirktsich der wirksame Bewehrungsgehaltin der Dübeleinflusszone aus.

2.3 Vorschlag eines Bemessungs -verfahrens für den Nachweis unterLängsschub

Die Entwicklung des Bemessungs-konzeptes für Betondübel basiert aufeiner Grundgesamtheit von 102 Push-Out-Versuchen. Davon wurden 79 Ver - suche am Institut für KonstruktivenIngenieurbau der Universität der Bun -deswehr München durchgeführt. Aufder Basis dieser experimentellenGrund gesamtheit konnte ein an denbeobachteten Versagenskriterien orien - tiertes, statistisch abgesichertes Be-rechnungsmodell erarbeitet werden.Die Untersuchungen mit variablenEin flussparametern deckten im Be-reich der Baustoffe Normalbetone derFestigkeitsklasse C20/25 bis C70/85und Profilstähle der Stahlsorten S235und S355, sowie der BetonstähleB 500 S ab. Bezogen auf die Dübel-formen ist ein Spektrum von 35 mmbis 100 mm mit annähernd gleichenProportionen von Höhe zu Breite er-fasst. Aufbauend auf den Versuchs-auswertungen konnte ein mechani-sches Modell formuliert werden, dasden beo b ach teten Versagensmecha-nismen Rech nung trägt. Eine statisti-sche Aus wertung der experimentellenGrundgesamtheit gestattete die For-mulierung von Bemessungsformaten,die die beobachteten Versagenskrite-rien erfassen. In Bild 6 ist eine Klassi-fizierung der Betondübel nach den

die Tragfähigkeit begrenzenden Ver -sa gens arten dargestellt.

Zur Erläuterung der Versagens-formen werden die einzelnen Mo-delle im nachfolgend beschrieben:

Das Dübelabschermodell ([1], [2])wurde analog zur Vorgehensweise beider Perfobondleiste und der Kombi-Verdübelung als ein zweischnittigesAbscheren der Betondübelflächen be-trachtet. Eine Modifikation des me-chanischen Modells erfolgte durchdie Annahme gekrümmter Scherflä-chen. Entsprechend den Befunden anzerlegten Versuchskörpern verlaufendie Scherflächen nicht ideal parallelzu den Oberflächen des Stegblechs,sondern orientieren sich entsprechendder schematischen Darstellung inBild 7 kontinuierlich zur Dübellängs-achse hin. Bei größeren Ausnehmun-gen treffen sich die Scherflächen inder Dübellängsachse.

Die theoretische Grundlage desBetondübelmodells basiert auf der er-tragbaren Teilflächenpressung des Be-

tons (s. Bild 8), bezogen auf die verti-kale Projektion der Leibungsfläche[4]. Als obere Grenze kann einerseitsdie Versagensform des Spaltens undandererseits die des Ausbruchs auf-treten. Bei einer Würfeldruckfestig-keit fc,cube = 40 N/mm2 könnte die er-tragbare Teilflächenpressung nach [4]theoretisch den 12,5fachen Wert dereinaxialen Betondruckfestigkeit an-nehmen. Bei niedrigeren Betonfestig-keiten wächst dieser Multiplikatortendenziell an, bei höheren Betonfes-tigkeiten liegen niedrigere Erhöhungs-faktoren vor.

Bei randnahen Dübeln konntenbei vielen Versuchen schollenartigeAusbrüche des Betons, ausgehendvom Dübelfuß bis zum Betonrand be-obachtet werden (Ausbruchkriterium).Bei entsprechend hohen Beanspru-chungen entstehen im Bereich der Dü-bel aus der Konzentration der Beton-druckstreben auf einen kleinen Be-reich zunehmend Verzerrungen, derenZugkomponenten schließlich zu ei-

Bild 8. Ertragbare Teilflächenpressung auf der Leibungsfläche [4]Fig. 8. Maximal partial area pressure at the contact zone [4]

Bild 6. Klassifizierung von Betondübeln nach [5]Fig. 6. Classification of concrete dowels referring to [5]

Bild 7. Idealisierte Scherflächen nach [5]Fig. 7. Idealized shear faces referring to [5]



nem Ausstanzen eines Betonkörpersin Form eines schiefen Kegels führen.Von der Annahme ausgehend, dass inder Dübelprozesszone ein annäherndhydrostatischer Spannungszustandvorliegt, ist die übertragbare Dübel-kraft nur bei einer intakten Um-schnürungswirkung aufrecht zu hal-ten. Im Umkehrschluss bedeutet dies,dass die Dübelkraft durch den Schub-widerstand des Betons entlang derMantelfläche des Kegels begrenztwird. Der sich real einstellendeschiefe Kegel kann ohne Verlust derQualität der Aussage für die Berech-nung in einen Ersatzkegel überführtwerden [5]. Eine fotografische Abbil-dung des Ausbruchkörpers und derdaraus abgeleitete Berechnungsan-satz sind in Bild 9 dargestellt.

2.3.1 Zusammenfassung zum Bemes-sungsmodell für Betondübel

Die Anwendungsgrenzen eines Be-messungsansatzes für Betondübelsind am experimentell abgesichertenSpektrum zu orientieren. Demnachergeben sich für die Dübelabmessun-gen die Grenzen: 35 ≤ hd ≤ 100 mmund hd/bi ≤ 1. Der Mindestabstandder Betondübel ergibt sich aus derÜberlegung, dass der nach Abzug dererforderlichen Anteile zur Sicherungder Haupttragwirkung verbleibendeSchubwiderstand des vorhandenenBlechquerschnittes zwischen zwei Dü -beln größer als die ertragbare Dübel-kraft sein muss. Dadurch wird einVersagen des Bleches zwischen zweibenachbarten Dübeln verhindert. InBezug auf die Betongüte können dieFestigkeitsklassen nach den gültigen

nationalen und europäischen Normen([14], [15]) abgedeckt werden. Einezusammenfassende Übersicht einesVor schlags für ein Bemessungskon-zept ist Bild 10 zu entnehmen.

2.4 Weiterentwicklung der Ausspa-rungsgeometrie unter Wahrungwirtschaftlicher Gesichtspunkte

2.4.1 Allgemeines

Ausgehend von publizierten For-schungsergebnissen entwickeln sichneue Betondübelvarianten. Ergänzendzu der vorwiegend an mechanischenGesichtspunkten orientierten tropfen -förmigen Formgebung zum Zweckewissenschaftlicher Forschung, zeich-

nen sich Entwicklungstendenzen ab,die im Wesentlichen von fertigungs-technischen und kostenoptimiertenAspekten bestimmt werden. Sowohlin den Anwendungsbereichen der Slim-Floor-Decken als auch der weitspan-nenden Verbundträger des Hoch- undBrückenbaus erwies sich bei Betrach-tung wirtschaftlicher Aspekte die Kon -struktionsweise mit obergurtlosenStahl profilen als günstig [17]. Von In-dustrieseite wurde die Forderung nacheiner Verwendung von Walzpro filen,die durch einen einzigen Schritt ver-schnittfrei getrennt werden, gestellt.Die Ergebnisse mehrerer Forschungs-arbeiten sind in Bild 11 mit verschie-denen Varianten möglicher Dübelfor-men dargestellt.

In der chronologischen Reihenfolgewurde als erster der Typ b (S-Form)entwickelt [11] und die Eignung unterstatis|cher und zyklischer Einwirkungversuchstechnisch verifiziert. Hinter-grund des Dübeldesigns war eine ein-fache Schnittführung mit möglichstgro ßen Ausrundungsradien, um dieKerbwirkung unter zyklischen Einwir -kungen zu minimieren. Die statischeTraglast erreichte ca. 65 % des Trag-vermögens herkömmlicher Dübelgeo-metrie in Tropfenform [5]. Die Analyseder Versuchskörper nach dem Endeder Traglastversuche zeigte, dass dieverminderte Tragwirkung auf ein Ab-sprengen des Betongurts im Bereichder oberen Ausrundung (Bild 12) zu-

Bild 10. Vorschlag eines Bemessungskonzepts zur Tragfähigkeitsermittlung vonBeton dübelnFig. 10. Definitions of the design concept for concrete dowels

Bild 9. Idealisierung des Ausbruchkörpers zur Umsetzung in ein Berechnungsverfahren [5]Fig. 9. Idealization of the fracture body for the calculation method [5]

890



rückzuführen war. Diese Dübelformwurde auf Grundlage des experimen-tell bestimmten Tragvermögens in Ver -bindung mit einer Zustimmung imEinzelfall durch die Oberste Baube-hörde im bayerischen Staatsministe-rium des Inneren bei einer Straßen-brücke in Pöcking am Starnberger Seeeingesetzt [10].

Zur Vermeidung der Spaltwir-kung aus der Dübelform wurde dieGeometrie im nächsten Schritt zur H-Form (Bild 11a) modifiziert. Dabeiwurde die Ausrundung mit großemRadius in der unteren Leibungsflächeaufrecht erhalten, die Ausbildung deroberen Form wies jedoch wieder einenannähernd horizontalen Abschluss

ohne nach oben orientierte Abtriebs-komponenten auf. Diese Schnittfüh-rung gestattete eine größere Verdich-tung der Verbundmittel, wies abergleichzeitig den Nachteil einer gerich-teten Lastabtragung auf. Bei dieser Dü -belform lieferten die Versuche zwarimmer noch sehr hohe Tragwerte, dasBemessungsverfahren nach [5] würdeaber bei unkritischer Anwendung zueiner Überschätzung der Tragfähigkeitführen.

Hintergrund für diese Feststel-lung ist der verhältnismäßig geringeDübelabstand, der zu einer Überlage-rung der Ausstanzkegel führt. Da-durch steht für den Widerstand gegenAusstanzen nur eine reduzierte Man-telfläche des Ausstanzkegels zur Ver-fügung. Dieser Zusammenhang istsche matisch in Bild 13 dargestellt. Inder Konsequenz bedeutet dies, dassein Bemessungsverfahren nur mit An-wendung eines Abminderungsfaktorszur Berücksichtigung kleiner Dübel-abstände angewendet werden kann.Im Rahmen dieser Überlegungen wur -den weitere unterschiedliche Dübel-formen getestet und in den Kontextdes Bemessungsmodells eingeordnet.Zur Verlängerung der allgemeinen bau -aufsichtlichen Zulassung [3] wurde dieZ-Form gemäß Bild 11c entwickelt undexperimentell getestet.

Die Evaluation dieser Versuchs-reihen mit herstellungsoptimierter Dü-belform zeigte auf, dass ein auf dieLängeneinheit bezogenes Tragvermö-gen durch Dübelverdichtung der Ver-bundmittel nur eingeschränkt gestei-gert werden kann, da die Tragfähigkeitdes Betongurts ein weiteres Grenzkri-terium liefert. Letzteres ist zutreffendim Nachweis der Dübelumrissflächenzu berücksichtigen, mit dem Ergebniseiner Obergrenze erzielbarer Tragfä-higkeiten pro Längeneinheit.

Unter der Zielvorgabe, einen Be-tondübel mit hoher Duktilität beikontinuierlicher Schnittführung zuge n erieren, wurde das Trag- und Ver-formungsverhalten einer Dübelformgemäß Bild 11d mit K-Form unter-sucht. Das Trag- und Verformungsver-halten dieser Dübelform wird maß-geblich durch die Stahlzähne zwischenden Ausnehmungen bestimmt [9]. Auf -grund einer relativ schmalen Taillekommt es bereits auf Gebrauchslast-niveau zu verlässlichen, elas tischenVerformungen, womit der Dübelfugeeine ausgeprägte Flexibilität verlie-

Bild 13. Überlappende Lasteinleitungen bei kontinuierlicher Dübelanordnung [8]Fig. 13. Overlapping load application with continuous dowel arrangement [8]

Bild 12. Versagenskriterium der Betondübel mit S-Form [8]Fig. 12. Failure mode of concrete dowels with a S-shape [8]

Bild 11. Auswahl herstellungsoptimierter Dübelformen ([7], [8], [9])Fig. 11. Dowel shapes optimized on the production process ([7], [8], [9])



hen wird. Dieser Vorteil mit der Mög-lichkeit des Abbaus von Spannungs-spitzen kann besonders hilfreich beider Kombination hochfester Werk-stoffe mit bekannt schlechten Duktili-tätseigenschaften eingesetzt werden.

2.4.2 Anpassungsmöglichkeiten im vorgeschlagenen Bemessungs-konzept

Wie zu beobachten, haben sich nebender methodisch ausgerichteten Be -trach tung auch anwendungsorientierteEntwicklungen der Betondübeltechno -logie angenommen ([6], [16]). Die Mo -tivation, neue Aussparungsgeometrienzu entwickeln, würde bei einer Veran-kerung in den Regelwerken weiter gefördert werden. Die zeitgerechteAusarbeitung einer Normungsvorlagesollte deshalb in Zukunft vordergrün-diges Ziel sein. Da sicherlich nichtvorausgesetzt werden kann, bereits diein mechanischem Sinne günstigste,alle wirtschaftlichen Forderungen er-füllende und auch dauerhafteste Ver-bunddübelgeometrie gefunden zu ha-ben, sollte Unternehmen die notwen-dige Basis zur Integration eigenerEntwicklungen in ein allgemeingülti-ges Bemessungsformat gegeben wer-den. Es ist deshalb erstrebenswert,die Unterschiede im Trag- und Verfor-mungsverhalten durch einen Form-faktor einem Bemessungsansatz, hierdem in Abschnitt 2.3 vorgeschlage-nen, voranzustellen. Die Zuverlässig-keit dieses aus den Arbeiten von [4]und [5] hervorgegangenen Bemes-sungsansatzes wurde jüngst wiedermit der Arbeit [12] bestätigt.

Aufbauend auf den in vorange-stellten Abschnitten beschrieben Unter-suchungen wurde in [13] ein Ansatzzur Erweiterung des bestehenden Be-messungskonzepts auf abweichendeSchnittformen formuliert. Exempla-risch wird die Vorgehensweise für dieH-, S- und Z-Form beschrieben. Derhier vorgestellte Formfaktor wurdeaus Push-Out-Versuchen mit halbier-ten Stahlkomponenten bis zur Mate-rialgüte S460 und Betongüten bisC70/85 abgeleitet. Für die erwähntenAussparungsgeometrien kann das duk-tile Verhalten bei Erreichen der Trag-last als ein Mischversagen aus Verän-derungen der Betonmatrix in der Dübelausnehmung und plastischenDe formationen des Stahlzahnes be-schrieben werden. Für die getesteten

Dübelformen stellte sich eine direkteAbhängigkeit der Traglast von derStegdicke ein. Dünnere Stahlstege för -dern ein Mischversagen aus Stahlzahn -plastizierungen und Schädigungen derBetonmatrix an der Leibungsfläche,während mit zunehmender Blechdi-cke ein, von einem schollenartigenAusbruch begleitetes Betonversagentraglastbestimmend wird. Zusätzlichwurden die der nachfolgenden For-mulierung zugrundeliegenden Versu-che mit eng angeordneten, den Min-destabstand unterschreitenden Dübelngefahren, so dass eine gegenseitigeÜberlappung der Lastausbreitungsbe-reiche getestet wurde. Die beschriebe-nen Effekte, Abweichung der Aus-nehmungsgeometrie von der Urformund eine gegenseitige Beeinflussungdurch Überlappung der Lasteinlei-tungsbereiche, konnten für das unter-suchte Spektrum durch einen blech-dickenabhängigen Formfaktor (Gl. 1)beschrieben werden.

(1)

2.5 Untersuchungen zur Zugtragfähig-keit und der Schneidenlagerungvon Betondübeln

2.5.1 Motivation

Die Anwendung der Betondübeltech-nologie sollte nicht ausschließlich aufdie Schubübertragung in der Ver-bundfuge beschränkt bleiben, viel-mehr sind auch die wirtschaftlichenVorteile beim Anschluss von Stahl-komponenten an Betonbauteilen zunutzen. Im Einzelnen können die Be-tondübel zur Befestigung von Anker-schienen und Ankerplatten dienen.Besonders für die Einleitung lokalkonzentrierter Lasten bieten sich Be-tondübel aufgrund des besonderenTragvermögens des Einzeldübels beigleichzeitig hoher Steifigkeit im Ge-brauchslastbereich und den einfa-chen Einbaumöglichkeiten an.

Mit Blick auf die Anwendungobergurtloser Stahlträger in Verbund-tragwerken tritt die Fragestellung nachder Tragfähigkeit der Schneidenlage-rung stärker in den Vordergrund. Umdie besonders wirtschaftliche Ver bund -trägervariante aus durch Brennschnittgetrennten Walzprofilen zuverlässignutzen zu können, waren Antwortenauf das Tragverhalten unter dieser Last -einwirkung zu finden.

s t tw w= ⋅ ⋅ + ≤0 0012 0 0537 1 29 1 02, – , , ,

Bild 14. Traglastversuche mit Beton -dübeln in K-Form Fig. 14. Failure mode of concrete dowels with a K-shape

Bild 15. Bewehrungskorb und unteresBlech mit zwei AussparungenFig. 15. Reinforcement cage and bot-tom plate with two recesses

2.5.2 Experimentelle Untersuchungen zum Zugtragverhalten

Ergänzend zur experimentellen Unter -suchung der Längsschubtragfähigkeitwurden in [11] dokumentierte Testszum Einsatz von Betondübeln in Ver-bundtragsystemen, deren Tragwirkungüberwiegend zu einer Zugbeanspru-chung der Dübel führt, durchgeführt.Die Versuchskörper wurden mit offe-nen wie geschlossenen Betondübelfor-men hergestellt. Dabei waren Einzel-dübel in bewehrte Betonquader gemäßden Bildern 15 und 16 ein betoniert.Die Dübelanordnung war so konzi-piert, dass sich zuverlässig ein Versa-gen an der Oberseite der Probekörpereinstellte. Variiert wurden die Beton-güte, die Aussparungsgeometrie der Be -tondübel, der Abstand zum Prüfkörper-

892



rand sowie die Betonierrichtung. DieDurchführung der Ausziehversucheerfolgte alternativ mit kraft- oder weg-geregelter Steuerung der Prüfmaschine.Dabei wurde die Prüflast entwederstufenweise oder kontinuierlich biszum Versagen der Verankerung auf-gebracht. Um Auswirkungen einerverzögert einsetzenden Schädigung zuvermeiden, wurde der Wegvorschub

auf diskreten Lasthorizonten ange-halten.

Erwartungsgemäß kristallisiertensich aus den Versuchen zwei grund-sätzlich verschiedene Versagensformenheraus. Bei Aussparungsgeometrienmit kreisförmiger, am unteren Randgeschlossener Ausnehmung sowie beiden offenen Varianten mit gleichzei-tig geringer Betonüberdeckung stelltesich ein Versagen nach Betonabplat-zung ein. Für mittlere Betonüberde-ckungen (4 cm) waren als Versagens-ursache sowohl Betonausbrüche alsauch Versagen durch plastische De-formationen des Stahls an den Hin-terschneidungen zu verzeichnen. Wennein Versagen nach Betonausbruch auf -trat, geschah dies trotz bewehrter Ver -suchskörper ohne Vorankündigung(Bil der 17 und 18), allerdings auf einemgegenüber anderen Verankerungsmit-teln verhältnismäßig hohen Lastni-veau. Aus den Messwertaufzeichnun-gen kann kein signifikanter Nach-bruchbereich abgelesen werden, sodass Betondübel mit geringer Beton-überdeckung und umseitig geschlos-sener Aussparungsgeometrie als sprödeeinzustufen sind. Bei den Versuchenwurden bei mittleren Betondruckfes-

tigkeiten zwischen 15 und 50 N/mm2

und Aussparungen bis 60 mm Durch-messer Zugtraglasten zwi schen 60 und200 kN erreicht.

Einseitig offene Betondübel mitgroßer Betonüberdeckung unter demDübelfuß (cu = 6 cm) versagten zu-verlässig durch Herausziehen ausdem Beton (Bild 19). Dieses Verhal-ten konnte bereits bei einer Beton-überdeckung cu = 4 cm beobachtetwerden. Deutlich zu erkennen sinddie plastischen Deformationen an denhinterschnittenen Blechkanten, wassich in der Lastverformungscharakte-ristik in einem ausgeprägten duktilenVerhalten bemerkbar machte. Die imVersuch erreichten Zuglasten lagenabhängig von der Aussparungsgeome-tie, Öffnungsbreite und Betonüberde-ckung zwischen 80 und 220 kN.

2.5.3 Experimentelle Untersuchungenzur lokalen Lasteinleitung

Im Zusammenhang mit der Eintra-gung vertikaler Lasten in den Beton-gurt ist zu klären, welches Tragmo-dell der Abstützung auf den Dübelfußzugrunde liegt. Als Versagensmecha-nismus kommt einerseits ein Über-

Bild 19. Versagensart Herausziehen und exemplarische Last-Verformungskurvefür das Herausziehen des StahlkörpersFig. 19. Pull-out failure mode and exemplarily capacity test curve for a steel bodypull-out failure

Bild 17. Typisches Bruchbild (SA 13)Fig. 17. Typical crack pattern (SA 13)

Bild 18. Typische Last-Verformungs-kurve eines Versuchs, bei dem Beton-versagen eintrat (SA 5)Fig. 18. Capacity test curve of a testwith a concrete failure (SA 5)

Bild 20. Tragmodell und Versuchsbefund bei vertikaler LasteinleitungFig. 20. Load bearing model and test result with vertical load application

Bild 16. Prüfkörper in Prüfmaschine Fig. 16. Test setup



schreiten der ertragbaren Teilflächen-pressungen des Betons im Dübelfußüber dem Stegblech in Betracht. Miteinem Nachweis der Teilflächenpres-sung kann man erkennen, dass auchbei ungünstigen geometrischen Vo-raussetzungen eine geringe lokale Be-anspruchung festzustellen ist, so dassauch unter Berücksichtigung einesRisses eine hinreichende Sicherheitgegen Versagen unterstellt werdenkann. Zur Bewertung der Versagens-form des Durchstanzens wurden ex-perimentelle Untersuchungen durch - geführt [5]. Der Konzeption der Ver-suchsträger lag der Gedanke zugrunde,möglichst ungünstige Bedingungenzu schaffen. Dies geschah einerseitsdurch die Wahl möglichst dünner Steg -bleche und andererseits durch das Ein -prägen eines Schwindrisses unmittel-bar oberhalb des Stegbleches. Zusätz-lich wurde zum Ausschluss einesAnpressdrucks der Stahl steg zum Be-tongurt mit einer dünnen Polystyrol-schicht belegt, die vor dem Versuchentfernt wurde. Es wurden Versuchs-lasten erreicht, die weit ober halb desin realen Tragwerken zu erwartendenLastniveaus lagen. Das Rissbild undder Betonausbruch, dargestellt inBild 20, belegen, dass die Ausbruchfi-gur im Bereich der Dübel stärker aus-geprägt ist als in den dazwischen lie-genden Zonen. Es liegt entsprechendBild 20 ein typisches Durchstanzver-sagen vor, welches mit den Regelun-gen des Massivbaus nach zuweisenist. Es konnte festgestellt werden,dass auch im gerissenen Zustand beiEinleitung der Vertikallasten keineEinschränkung des Tragverhaltensvorliegt.

Literatur

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[17] Mangerig, I., Zapfe, C., Burger, S.:Betondübel im Verbundbau. Stahlbau-Kalender 2005, Berlin: Ernst & Sohn2005.

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

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

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

Dr.-Ing. Cedrik Zapfe,Dr. Zapfe GmbH, Ingenieurbüro für Konstruk -tionen, Ingenieurbau & SolarplanungAlustr. 1, 83527 Kirchdorf /Haag i. [email protected]

894

Fachthemen


An investigation of a new type of connection between precastconcrete decks and steel girders, for composite steel-concretebridges, is being performed by the Steel Structures Laboratory,ICOM, of Ecole Polytechinque Fédéral de Lausanne, EPFL. Theconnection resists the loads by shear resistance between basematerials. Hence, a fundamental part of the research focuses onthe behaviour of the different confined interfaces of the connection,subjected to shear, static and fatigue loading. The confinement isa combined outcome of the kinematic law of the interfaces andthe section geometry. Experimental investigation through a seriesof direct shear tests on confined interfaces has resulted in thedevelopment of failure criteria and constitutive and kinematic models describing the behaviour of the different interfaces. Thoselaws are used as an input for a model that simulates the connectionbehaviour. The model of the connection is validated by push-outtests on large-scale specimens. Finally, a composite beam hasbeen tested under constant amplitude for five million cycles. Astatic test, following the fatigue sequence, has shown that thecomposite beam reaches its plastic moment capacity due to thesufficient ductility of the connection.

Neue Stahl-Beton-Verbindung für vorgefertigte Stahlverbund -brücken. Im Labor für Stahlkonstruktionen (ICOM) der Eidgenössi-schen Polytechnischen Hochschule Lausanne werden Untersu-chungen für eine neue Verbindungsart zwischen Betonfertigteil-Fahrbahn und Stahlträgern bei Stahlverbundbrücken durchgeführt.Die Verbindung nimmt die Beanspruchungen über den Schubwider-stand zwischen den Grundmaterialien auf. Daher konzentriert sichein wesentlicher Teil der Forschung auf das Verhalten der verschie-denen, eingeschlossenen Verbundfugen, die Schubkräften und sta-tischen und ermüdungswirksamen Beanspruchungen ausgesetztsind. Die Zwängungsbeanspruchung ist ein kombiniertes Ergebnisder Kinematik der Verbundfugen und der Profilgeometrie. Experi-

mentelle Forschung anhand einer Reihe von direkten Abscherver-suchen an eingeschlossenen Verbundfugen führte zur Entwicklungvon Versagenskriterien, Materialgesetzen und kinematischen Mo-dellen zur Beschreibung des Verhaltens der verschiedenen Ver-bundfugen. Diese Gesetze werden als Eingangsgrößen für ein Mo-dell verwendet, welches das Verhalten der unterschiedlichen Ver-bundfugen simuliert. Das Modell der Verbindung wird durch Push-Out-Versuche an großen Prüfkörpern validiert. Abschließend ist einVerbundträger unter konstanter Amplitude mit 5 Millionen Last-wechseln geprüft worden. Eine statische Prüfung der Resttragfä-higkeit hat gezeigt, dass der Verbundträger die vollplastische Mo-mententragfähigkeit aufgrund einer ausreichenden Duktilität derVerbindung erreicht.

1 Introduction

When building new bridges or replacing existing ones, theduration of on-site work has a significant influence on thecost as well as on the potentially harmful effects (noise,traffic jams, diversions) of the construction work. More-over, rehabilitated structures nowadays have to complywith restrictions for extended life. Thus, it is of great inter-est to design bridges in such a way as to minimize the con-struction time and provide increased durability. Steel-con-crete composite bridges with precast decks are ideal forthis purpose [7]. However, to achieve composite action, thecommonly used connections such as groups of headedstuds welded to the upper steel flange and connected tothe slab, when concreting the pockets in the slab on site,present several disadvantages. The numerous small quan-tities that need to be poured on site to fill the pockets,Figs. 1a and 1b, slow down construction progress. Further-

New steel-concrete connection for prefabricated composite bridgesHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Dimitrios PapastergiouJean-Paul Lebet

DOI: 10.1002/stab.201101493

Fig. 1. a) Deck before concreting the pockets, b) pocket detail (photos: ICOM archives)Bild 1. a) Fahrbahnplatte vor dem Betonieren der Aussparungen, b) Aussparungs-Detail (Fotos: ICOM-Archiv)

a) b)

895

D. Papastergiou/J.-P. Lebet · New steel-concrete connection for prefabricated composite bridges


more, cracks may develop in the corners of the pockets,increasing the risk of degradation by corrosion for boththe slab reinforcement and the connection itself, and thusdiminishing the structure’s service life. Consequently, newtypes of connection have to be developed for compositesteel-concrete structures.

Connections, by adherence and friction [8], resisting byshear between various interfaces, constitute a promisingsolution. Fig. 2a illustrates a connection by adherence andfriction. An embossed steel plate is first welded longitudi-nally to the upper flange of the steel beam. The concretedeck elements are precast with a longitudinal rib in theunderside. During fabrication, a retarder agent is appliedto the concrete surface of this U-shaped rib which is thenroughened by the use of water-jetting and sandblasting(Fig. 2b). On site, the precast deck elements are laid on thesteel girders. The transverse joints of the slabs are glued to-gether with an epoxy resin and the deck is then prestressedlongitudinally. No passive reinforcement crosses the joint.The gap between the embossed steel plate and the concretedeck is finally injected with a high-strength cement groutfrom one end of the bridge, in a way similar to that of apost-tensioning duct [2].

Fig. 3a shows a section through the connection. It canbe seen that two different types of interface are formed:the ribbed steel-cement grout interface and the roughened

concrete-cement grout interface. They are subjected to longi-tudinal shear and to compressive normal stresses, the lat-ter depending on the loads acting on the bridge, after theexecution of the injection, and on the transverse flexuralstiffness of the deck. These interfaces resist shear due totheir macro-roughness.

When longitudinal shear loading acts on the connec-tion, slip s will develop between the upper flange of thesteel beam and the concrete slab, and consequently upliftu will occur perpendicular to the interfaces. Fig. 3b illus-trates the uplift u1 that occurs between the embossed steelplate and the cement grout. Uplift u1 is partially preventedboth by the concrete slab around the embossed plate andby the other interface between the roughened concrete andthe cement grout. Uplift causes a normal force N in thelower reinforcement of the concrete slab just over the em-bossed plate. By equilibrium, normal compressive stressesdevelop at the embossed steel plate-cement grout inter-face.

In order to understand how the connection works andwith the final aim being to produce dimensioning tools forthe application of the above connection system in prac-tice, significant research is being performed at the SteelStructures Laboratory of the Ecole Polytechnique Fédéral,Lausanne. The current work is described and analysed be-low.

Fig. 2. Connection by adherence and friction: a) global view, b) detail of U-shaped rib in slab Bild 2. Verbund durch Haftfestigkeit und Reibung: a) Überblick, b) Detail der U-förmigen Nut in der Platte

Fig. 3. a) Principle of the shear connection and loads acting on the slab, b) deformation and associated stressesBild 3. a) Prinzip des Scherverbundes und auf die Platte wirkende Lasten, b) Verformung und damit verbundene Belastungen

a) b)

a) b)

896



2 Experimental study

The experimental study is divided into three main parts.The initial part of the research focuses on the behaviour ofthe interfaces that constitute the connection. For this rea-son, direct shear tests have been carried out for each typeof interface under monotonic and cyclic loading. The sec-ond part includes push-outs tests (with both static and cyclicloading) on large specimens fabricated with the new steel-concrete connection. Finally, a composite beam has beensubmitted to a five million cycle (pulsar) loading test fol-lowed by a static test up to failure.

2.1 Experimental study of confined interfaces under shear loading

The interface behaviour (i.e. the relationships between slip s,uplift u, shear stress τ and normal stress σ at an interface,Fig. 4) were investigated through a number of direct sheartests conducted with the experimental setup shown in Fig. 5.

Fig. 5 illustrates the arrangement for the direct sheartests. The test setup is the same as used by Thomann [9].Specimens are made of two plates with a cement groutblock between them. During the test, the interfaces aresubjected to a constant normal stress σ. The shear force isapplied using displacement control, whereas slip is in-creased until failure and then until residual shear resis-tance is achieved. Load cells situated underneath each in-terface serve for the acquisition of the force that passesthrough them and consequently the mean shear stress τ.In addition to slip and shear force, the transverse separa-tion (uplift u) of each plate from the cement grout block ismeasured.

The parameters for these series of tests are normalstress σ and type of interface. Three different types of in-terface are being investigated. Material 1 is always a high-strength cement grout and material 2 is each time one ofthe following (Fig. 6): a) ribbed steel of type BRI 8/10(height of ribs = 1.4 mm), b) roughened concrete, and c)ultra high-performance fibre-reinforced concrete (UHPFRC)with 8 mm high conical studs.

2.1.1 Direct shear tests on confined interfaces under shear monotonic loading

Ten tests were carried out for the ribbed steel-cement groutinterface and for a confinement σ varying from 0.5 to 5 MPawith the compression resistance of the cement grout be-tween 90 and 99.4 MPa. Thirteen tests were carried outfor the roughened concrete-cement grout interface and for

a confinement σ varying from 0.5 MPa to 5 MPa with thecompression resistance of the cement grout between 90and 102 MPa. Similar tests were executed for the UHPFRC-cement grout interface. Figs. 7, 8 and 9 illustrate some ofthe most important results of the direct shear tests. Fig. 7illustrates, for two types of interfaces, the ultimate shearresistance as a function of the normal stress σ at the inter-face.

Fig. 8 illustrates the relationship between slip s andshear stress τ for different values of normal stress σ for twotypes of interface, as obtained from experiments, whereasFig. 9 illustrates the relationship between slip s and upliftu for different values of normal stress σ for the same twotypes of interface.

2.1.2 Confined interfaces under shear fatigue loading

The experimental setup (Fig. 5) used for monotonic shearloading was also used for cyclic loading of the confined in-terfaces. A sinusoidal shear load is applied with a frequencyof 2 Hz while confinement stress σ is kept constant at a

Fig. 4. Interface loaded in shear and compressionBild 4. Verbundfuge unter Scher- und Druckbeanspruchung

Fig. 5. Test setup for small-scale specimens in biaxial loadingBild 5. Versuchsaufbau für kleine Versuchskörper mit zwei-achsialer Beanspruchung

897



Fig. 7. τmax versus normal stress σ – failure criteria: a) ribbed steel-cement grout interface, b) roughened concrete-cementgrout interfaceBild 7. τmax in Abhängigkeit der Normalspannung σ — Versagenskriterien: a) Verbundfuge zwischen geripptem Stahl undZementmörtel, b) Verbundfuge zwischen aufgerautem Beton und Zementmörtel

Fig. 8. Shear stress-slip curves from tests and constitutive law: a) ribbed steel-cement grout interface, b) roughened concrete-cement grout interfaceBild 8. Schubspannungs-Verformungs-Kurven aus den Versuchen und dem Materialgesetz: a) Verbundfuge zwischen geripptemStahl und Zementmörtel, b) Verbundfuge zwischen aufgerautem Beton und Zementmörtel

Fig. 6. Surfaces of plates for specimens: a) ribbed steel, b) roughened concrete, c) UHPFRC with conical studsBild 6. Plattenoberflächen für die Versuchskörper: a) gerippter Stahl, b) aufgerauter Beton, c) UHPFRC/UHFB (ultra-hoch-leistungsfähiger Faserbeton) mit konischen Noppen

a) b) c)

a) b)

a) b)

value of 1 MPa. This value was chosen bearing in mindthat in reality during fatigue loading stresses at the con-nection remain in the elastic domain and uplift, which isresponsible for the development of the confinement, is

consequently limited. Large values for the confinementstress σ of 4–5 MPa are expected to develop at ultimatestrength, as we can see in section 3.2. The two assump-tions mentioned above have been verified by detailed fi-

898



nite element analysis of the cross-section of the push-outspecimens using the Abaqus software. Table 1 describesthe characteristics of the fatigue tests executed for a ribbedsteel-cement grout interface.

For specimen TS-C_10 a five million cycle loading wasexecuted with a loading range ΔV1 equal to 30 % of the es-timated failure load. Since no failure occurred, the test wasstopped and a static shear test to failure was conducted.The interface’s shear resistance was not affected by fatigueloading. It is worth mentioning that the ratio of maximumfatigue load versus estimated failure load V1

max/Vu,est =0.60, smaller than the ratio τel/τmax (τel/τmax = 0.75) of theinterface, implying that shear stresses were kept in thequasi elastic domain. That was not the case for specimenTS-C_13, where the loading range ΔV1/Vu,est = 0.56, butmost importantly the ratio V1

max/Vu,est rose to 0.86 and, asa consequence, failure was reached at 4208 cycles. Forspecimen TS-C_17, two loading histories were applied.Firstly, similarly to the first specimen, a five million cycleloading with the same characteristics was applied. No fail-ure occurred and a second fatigue loading sequence withtwo million cycles was applied with ΔV2/Vu,est = 0.45 andV2

max/Vu,est = 0.73, almost on the limit of the quasi elasticdomain. Again, since no failure occurred, a static loadingto failure was executed. For specimen TS-C_18, the firstloading sequence was similar to that of specimens TS-C_10and TS-C_17. In the second sequence the loading rangereaches 59 % of the estimated failure load and, as ex-

pected, since the maximum load is inferior to the elasticlimit, no failure was observed for two million cycles. A fi-nal sequence was executed with the maximum load closeto the ultimate resistance and the specimen failed after1184 cycles.

Similar fatigue tests were also carried out for a rough-ened concrete-cement grout interface. Table 2 describesthe characteristics of the fatigue tests executed for this in-terface.

As with the previous series of tests, it was observedthat as long as the maximum applied load is inferior to theelastic limit, the interface exhibits sufficient fatigue resis-tance. During the loading sequence of the fatigue tests, theshear stress-slip relationship was measured and the resid-ual slip was defined for both interfaces. The data was ac-quired by executing intermediate displacement-controlledstatic tests, up to Vmax and complete unloading, once acertain number of cycles had been reached. It was foundthat the ultimate shear resistance and slip at failure arenot affected by repeated loading as long as stresses remainin the quasi elastic domain. Residual slip increases withrepeated loading; however, the increase is very limited af-ter one million cycles. Since residual slip is accumulatedand slip at failure is similar to that of static tests, whenperforming a static test after a fatigue loading history, theshear stress increases with high stiffness to reach the shearstress level of the monotonic loading (Fig. 10). Those re-sults are similar to those found by Byung Hwan [1] con-

Fig. 9. Uplift-slip curves from tests and kinematic law: a) ribbed steel-cement grout interface, b) roughened concrete-cementgrout interfaceBild 9. Abhebe-Verformungs-Kurven aus den Versuchen und dem kinematischen Modell: a) Verbundfuge zwischen geripp-tem Stahl und Zementmörtel, b) Verbundfuge zwischen aufgerautem Beton und Zementmörtel

a) b)

Table 1. Tests on fatigue shear loading for a ribbed steel-cement grout interfaceTabelle 1. Versuche zur ermüdungswirksamen Scherbeanspruchung für eine Verbundfuge zwischen geripptem Stahl und Ze-mentmörtel

Test name V1min V1

max V2min V2

max ΔV1/Vu,est ΔV2/Vu,est V1max/Vu,est V2

max/Vu,est Cycles1 Cycles2 fc

TS-C_10 95 190 – – 0.30 – 0.60 – 5E+6* – 90

TS-C_13 95 280 – – 0.59 – 0.86 – 4208 – 93

TS-C_17 95 190 95 235 0.30 0.45 0.60 0.73 5E+6* 2E+6* 108

TS-C_18 95 190 15 205 0.30 0.59 0.60 0.64 5E+6* 2E+6* 102

15 285 0.84 0.89 1184

Units kN kN kN kN – – – – – – N/mm2

* No failure occurred and the test was stopped to continue another loading sequence indicated by superscript 2

899



cerning bond stress from fatigue loading on reinforcedconcrete.

2.2 Experimental investigation of large-scale specimens submitted to push-out tests

Parallel with the investigation of the behaviour of the in-terfaces in shear loading, research was carried out withspecimens where interfaces coexist in the connection. Forthis reason, a total number of 12 large-scale specimenswith the innovative connection were fabricated for push-out tests. Both static and fatigue tests were performed inorder to investigate connection resistances both at the ul-timate limit state and for repeated loading.

Fig. 11 illustrates the geometry of the specimens usedfor the push-out test. Specimens consisted of two rein-forced concrete blocks and a steel flange in which theribbed steel plates are welded, with the gap between themfilled with the high-strength cement grout. The inner rib ofthe concrete block is roughened by the same method usedfor the concrete plates of the direct shear tests (Figs. 2band 6b). Concrete was of type C50/60 according to Euro -code 2 [3].

Fig. 12 presents the static response of the first push-out specimen tested. The connection exhibits high initialstiffness. It does not satisfy the ductility criterion accord-ing to section 6.6.1.1 of Eurocode 4 [4]; however, its defor-mation capacity is sufficient to produce ductile structuralbehaviour in beams as seen in section 2.3.

Push-out specimens with the proposed connectionhave also been submitted to fatigue loading. As expected,

connection behaviour under fatigue loading was similar tothat of the inherent interfaces. Fig. 13 presents the longi-tudinal shear-slip relationship recorded for two specimensfabricated with cement grout of the same matrix. The speci-men was subjected to five million cycles, with the longitu-dinal force varying from 130 to 530 kN/m at a frequencyof 1.5 Hz. Several intermediate cycles were executed at adisplacement velocity of 2.5 mm/min to record the longi-tudinal shear force-slip values. At these cycles, an unload-ing of the specimen takes place in order to record theresidual slip. As observed in Fig. 13, the residual slip in-creases initially and stabilizes after one million cycles. Nofailure occurred after five million cycles and the speci-men’s residual resistance is equivalent to that of the mo-notonically loaded specimen. The same performance wasobserved for other specimens. The permanent slip recordedduring fatigue loading is similar to that of other types ofconnections used in composite structures such as puzzlestrips, [5].

2.3 Experimental investigation of a composite beam submitted to fatigue and static loading

Experimental investigation concluded with the fatigue load-ing of a 9 m composite beam fabricated with the innovativeconnection. The simply supported composite beam wassubmitted to a force-controlled five million cycle loadingacting at the one-third of the span, with Fmin = 140 KNand Fmax = 550 KN and a frequency of 1 Hz. The result-ing variation in longitudinal shear at the end of the beamcloser to the applied load was 400 kN/m. This value is

Fig. 10. Shear stress-slip relationship asrecorded at certain cycles for a roughe-ned concrete-cement grout interfaceBild 10. Schubspannungs-Verformungs-Beziehung, gemessen für bestimmteLastzyklen für eine Verbundfuge zwi-schen aufgerautem Beton und Zement-mörtel

Table 2. Tests on fatigue shear loading for a roughened concrete-cement grout interfaceTabelle 2. Versuche zur ermüdungswirksamen Scherbeanspruchung für eine Verbundfuge zwischen aufgerautem Beton undZementmörtel

Test name V1min V1

max V2min V2

max ΔV1/Vu,est ΔV2/Vu,est V1max/Vu,est V2

max/Vu,est Cycles1 Cycles2 fc

BR-C_18 30 120 – – 0.29 – 0.39 – 5E+6* – 132

BR-C_19 30 170 – – 0.43 – 0.52 – 2E+6* – 132

BR-C_20 30 260 10 290 0.74 0.90 0.83 0.93 2E+6* 10860 132

Units kN kN kN kN – – – – – – N/mm2

* No failure occurred and the test was stopped to continue another loading sequence indicated by superscript 2

900



Fig. 11. Geometry of push-out specimensBild 11. Geometrie der Push-out-Versuchskörper

Fig. 12. Static response of a push-outspecimen and model’s prediction forthe connectionBild 12. Experimentelle und theoreti-sche Längsschubkraft-Verformungsbe-ziehung eines Push-Out-Versuchskör-pers in der Verbundfuge

Fig. 13. Longitudinal shear force versusslip from a static test and a combinedfatigue/static testBild 13. Längsschubkraft-Verformungs-beziehung aus einem statischen Ver-such und einem kombinierten Ermü-dungsversuch mit anschließender Er-mittlung der Resttragfähigkeit

901



proposed as an upper limit for five million cycle constantamplitude loading and is obtained from the application offatigue loading model 1 of Swiss Code SIA 261 to a data-base of highway bridges in Switzerland, with two compos-ite beam bridge [6].

The beam exhibited enhanced fatigue resistance withthe only observed side effect being the development of aresidual slip in the interface. Following the fatigue test, an-other static test up to failure was executed under displace-ment control. Fig. 14 illustrates the test setup for the finalstatic test performed. Two vertical loads were applied atmid-span of the beam. Failure slip developed in one of theends of the beam only after the full plastic moment in thecomposite section had developed and for a vertical deflec-tion higher than 180 mm, see Fig. 15.

The experimental plastic moment exceeded the designplastic moment of the composite beam. Despite the limiteddeformation capacity of the connection’s longitudinal shearresistance with regard to slip, the overall behaviour of thestructural element was sufficiently ductile.

3 Analytical study

The initial part of the analytical study focuses on the be-haviour of the interfaces that constitute the connection.Data analysis from direct shear tests is used to define fail-ure criteria as well as the constitutive and kinematic lawsthat describe the behaviour of each interface. This step isnecessary because the results are used afterwards as theinput for a model that is developed to simulate the newconnection. Results from push-outs tests on large speci-mens are used to validate the proposed model of the con-nection.

3.1 Analytical study of confined interfaces under shear loading

Fig. 7 illustrates the failure criteria between normal stressσ and shear stress at failure τmax for two different inter-faces. The linear fit is proposed. The coefficient of deter-mination R2 is high for the ribbed steel-cement grout in-terface, with a value of 0.96, and lower for the roughenedconcrete-cement grout interface, equal to 0.85, due to therandomness of the exposed aggregates of the concreteplates.

Fig. 8 illustrates the comparison between the consti-tutive laws developed (model) and the relationships asrecorded between slip s and shear stress τ for different val-ues of normal stress σ for the two types of interface. Theconstitutive model consists of a bilinear law until the ulti-mate shear resistance is reached, followed by a behaviourthat degrades asymptotically towards the residual shearfriction. Fig. 9 illustrates the comparison between thekinematic laws developed (model) and the relationshipsas recorded between slip s and uplift u. The kinematic lawconsists of a parabolic line with modest values up to theuplift of the failure of the interface, which is characteristicfor each interface, continued by an exponential increasetowards an asymptotic value. In all cases the dependenceon σ can be seen.

The failure criteria, the constitutive law (i.e. shear stressvs. slip) and the kinematic law (uplift vs. slip), which de-scribe the behaviour of the confined interfaces subjected

Fig. 14. Composite beam at ultimate vertical displacementpositionBild 14. Verbundträger bei maximaler, vertikaler Durchbiegung

Fig. 15. Ratio of measured supportforce versus support force for theoreti-cal plastic moment as a function ofthe vertical displacement at mid-spanof the composite beamBild 15. Verhältnis der gemessenenTraglast gegenüber der theoretischenTraglast aus der vollplastischen Mo-mententragfähigkeit als Funktion derVertikalverschiebung in Feldmitte desVerbundträgers

902



to shear loading, are summarized in the following equa-tions:

(1)

constitutive law

(2)

kinematic law

(3)

where coefficients α, sel, su and umax are defined as follows:

(4)

Table 3 summarizes the coefficients of the failure criterionand the laws describing interface behaviour. τel shear stress at end of quasi linear branchτmax shear stress resistance at failure (peak) τf frictional residual resistanced and c coefficients of linear failure criterion found for

each interfaceμ common friction coefficientkel and kpl stiffness of elastic and following non-elastic

branch of constitutive law prior to failure re-spectively

sel slip at end of elastic behavioursu slip at failuresa and r coefficients with dimensions in mmusu uplift at failureumax asymptotic value of uplift when residual resis-

tance is attendedumax,0 umax value when no normal stress σ exists at

interfacefc cylindrical compression resistance of cements

grout

Coefficients d, c, μ, α, sa, r, umax,0 and usu as well as stiff-ness coefficients kel and kpl are independent of the normalstress σ acting on the interface and are characteristics ofthe interface geometry and its materials. Specifically, coef-ficients describing failure criteria and residual frictional

α τ τα τ

== ⋅

el

el el

u

s ks

//

max

max

== ⋅ + −= − ⋅

⎛

⎝

⎜⎜⎜ τ α α

σmax

max max,

( / ( )/

/

k k

u r fel pl

c

1

0u⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟⎟⎟

uu s s

ssu u

( )

( / )=

⋅ 2

(s–s

s s

u u u eu

su susu a

≤+ − ⋅ − −( ) ( )max

)/1 ss su ≤

⎧⎨⎪

⎩⎪

⎫⎬⎪

⎭⎪

τ( )s

elk s=

⋅ s sk s s s s

el

pl u el el

≤⋅ + ⋅ − <α τmax ( ) <<

+ − ⋅ ≤

⎧

⎨⎪

⎩⎪

⎫

⎬− −

s

e s su

f fs s s

uu aτ τ τ( ) ( )max

( )/

⎪⎪

⎭⎪

τ στ μ σ

max = ⋅ += ⋅

⎧⎨⎪

⎩⎪

⎫⎬⎪

⎭⎪d c

f

resistance show a tendency towards higher values for in-creased interface roughness.

3.2 Analytical study of connection behaviour

A model has been developed to simulate the connectionbehaviour. This model takes into account the shear stressfailure criterion and the constitutive and kinematic lawsof the behaviour of the interfaces, as described in sec-tion 3.1. The two interfaces work together as non-linearsprings connected in series. The model also takes into ac-count the relationship between the confinement stress σand the slab’s transverse flexural stiffness. The latter canbe obtained by performing finite element analysis on theslab section. Abaqus software was used for the analysis.Concrete was simulated by using the concrete damagedplasticity material model. Reinforcement was simulatedusing beam elements embedded in the concrete elements.Once the relationship between confinement stress and up-lift of the interface was obtained from the FE analysis,Fig. 16, it was introduced into the connection model topredict the resistance of the connection. In addition to theultimate resistance, the model also provides the confine-ment stress at peak, the slip at service load, the slip at fail-ure and the whole shear stress-slip relationship, as shownin Fig. 12. A parametric study will take into account thereinforcement ratio and slab geometry and will result inan analytical expression of the confinement stress-slip re-lationship to be used in the connection model.

The model developed for the connection shear resis-tance also explains the connection’s ductile post-failurebehaviour in certain cases. This is a result of a particularphenomenon described in Fig. 17 [9].

When the normal stress σ increases with increasedslip, τmax increases by the same amount, imposing a con-stitutive law of higher values than that of the previous in-cremental slip. This results in an increase in shear stress.This hardening is indicated in Fig. 17 by the value Δτ > 0.The initial choice of the slab geometry and the reinforce-ment ratio are crucial for the ductility achieved. In orderto provide ductility, the confinement stress should initially –for low uplift values – be rather low so that its increase re-mains on the level at which the constitutive law increases.From the push-out tests, the higher mean confinement stressthat was calculated at failure of the connection does notexceed 5.75 N/mm2. Equally, the constitutive and kine-matic laws obtained from direct shear tests were limited to5 N/mm2 of confinement stress. When increased initialstiffness and not ductility is wanted, section geometry andreinforcement ratio should be chosen in such a way thatthe confinement stress-uplift relationship provides high con-finement stresses for low uplift values.

Table 3. Coefficients describing the behaviour of confined interfaces under shear monotonic loadingTabelle 3. Koeffizienten zur Beschreibung des Verhaltens in den Verbundfugen unter konstanter Scherbeanspruchung

Type of interface d c μ α kel kpl sa r umax,0 usu fc

Ribbed steel-cement grout 1.406 1.281 0.71 0.75 29.36 5.45 2.07 16 1.69 0.09 90 ∼ 99.4

Roughened concrete-cement grout

1.445 1.837 0.845 0.80 29.71 10.19 2.75 29 2.18 0.16 90 ∼ 102

Units – N/mm2 – – N/mm3 N/mm3 mm mm mm mm N/mm2

903



4 Conclusions

The proposed steel-concrete connection between precastreinforced concrete slabs and steel girders seems to be apromising solution for fast bridge erection and increaseddurability.

The connection exhibits high stiffness, sufficient staticand fatigue resistance, and adequate deformation capacity,allowing the formation and design of ductile compositestructural elements. Cyclic loading tests both on interfacesand on the connection show that, as long as response re-mains in the elastic domain, fatigue has a low influence,being limited to the development of a residual slip that sta-bilizes with the number of cycles.

The model developed for the connection’s resistanceis based on the failure criterion of the interfaces, constitu-tive and kinematic laws as well as the interaction of thelaws and the confinement effect of the precast slab. It pre-dicts with sufficient accuracy the static response of theconnection, including the post-failure behaviour. A calcu-lation method based on Thomann’s study [9] and the resultsobtained from the fatigue tests is currently under develop-

ment, with the aim being the correct conception and de-sign of the connection in order to assure a safe static andfatigue behaviour of the composite structural elements.

References

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[9] Thomann, M.: Connexions par adhérence pour les pontsmixtes acier-béton. EPFL Thèse No 3381. Ecole PolytechniqueFédéral de Lausanne. Switzerland, 2005.

Authors:Dipl.-Ing. Ph.D. cand. Dimitrios PapastergiouEcole Polytechnique Fédéral de Lausanne, Switzerland, [email protected]. Prof. Dr.-Ing. Jean-Paul LebetEcole Polytechnique Fédéral de Lausanne, Switzerland, [email protected]

Fig. 16. Confinement stress σ versusuplift u for the push-out section as obtained from the FEM analysisBild 16. Zwängungsbeanspruchung σgegenüber Abhebung u der Verbund-fuge aus der FEM-Analyse

Fig. 17. Post-failure hardening of the interfaceBild 17. Verfestigung der Schnittstelle nach Versagen

904 © Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 80 (2011), Heft 12

Verbundflachdeckenträger (Slim-Floor Träger) werden aufgrundder vergleichsweise großen Schlankheit in sehr vielen Fällendurch den Verformungsnachweis bestimmt. Das Verformungsver-halten dieser Träger wird hierbei maßgeblich durch die großeBiegesteifigkeit des Betongurtes und dessen Rissbildung im Feld-bereich, für durchlaufende Trägersysteme auch im Stützbereich,beeinflusst. Rechnerisch spiegelt sich die Biegsteifigkeit in der an -genommenen mittragenden Breite des Betongurtes wider. Im vor-liegenden Beitrag wird daher das experimentelle und analytischeVerformungsverhalten von Slim-Floor Trägern unter Berücksichti-gung der Biegetragwirkung und der Rissbildung des Betongurtesuntersucht. Auf Basis von Versuchen und den Ergebnissen einerumfangreichen Parameterstudie mit einem neuen analytischenBerechnungsmodell wird ein Vorschlag zur quasi-elastischen Ver-formungsberechnung entwickelt, mit dessen Hilfe eine realistischeDurchbiegungsberechnung von Slim-Floor Trägern als ein- undzweifeldrige Systeme möglich ist.

Deflection behaviour of slim-floor girders. Due to the high slender-ness of this construction type composite slim-floor sections areoften determined by the deflection design. The girder deflectionis mainly influenced by the bending stiffness of the concrete chordas well as the cracking behaviour in the span and for continuousgirder also at the support area. For the calculated girder stiffnessand deflection the assumed effective width of the concrete chordis of importance. Therefore the present paper deals with investi-gations on the deflection behaviour of slim-floor girders takinginto account the bending state and the cracking of the concrete.Based on experimental investigations the analysis of results of awide-ranging parametric study by means of a new analytical non-linear calculation model leads among others to a proposal for aquasi-elastic calculation method of the deflections of single spanand two span slim-floor girders.

1 Slim-Floor Träger – Trag- und Verformungsverhalten

Verbundflachdeckenträger zeichnen sich durch ihre sehrschlanke Bauweise aus und bieten durch das Vermeideneines Unterzugs bei Ausführung mit deckengleichen Stahl-trägern viele Vorteile bezüglich architektonischer undkonstruktiver Gestaltung. Heutzutage gibt es Slim-FloorTräger in den verschiedensten Varianten: mit Verwendungvon Fertigteilen (Spannbetonhohldielen o. ä.), mit undohne planmäßig ausgeführte Verbundwirkung und füreine große Auswahl an Stahlprofilquerschnitten ([1], [2], s.Bild 1).

Slim-Floor Träger können derzeit nicht ohne Weiteresentsprechend den Bemessungsregeln nach DIN EN 1994-1-1[3] dimensioniert werden, sondern es gelten die allgemei-nen Berechnungsregeln der Verbundbaunorm [3]. Aus die-sem Grund existiert derzeit eine Vielzahl von bauaufsicht-lichen Zulassungen für diese Deckensysteme, z. B. [4] und[5], die die Anwendbarkeit dieser Systeme vereinfachen.

Im Gegensatz zu normal hohen Verbundträgern beein-flusst der niedrige Querschnitt das Verformungsverhalten sostark, dass oftmals die Verformungsnachweise bemessungs-bestimmend werden. Durch den sehr flachen Querschnittweisen die Systeme bereits unter sehr geringen Lasten (Ge-brauchslastniveau) eine ausgeprägte Rissbildung auf derZugseite im Feldbereich auf. Verstärkt durch die Rissbildungüber der Stütze ist der Querschnitt entsprechend in der Stei-figkeit rechnerisch anzupassen, um eine wirklichkeitsnaheVerformung der Deckenträger bestimmen zu können.

In der Vergangenheit wurden bereits einige Untersu-chungen zum Tragverhalten verschiedener Slim-Floor Sys-teme durchgeführt ([6], [7], [8]). Im nachfolgenden Beitragwerden nun die Ergebnisse zweier Forschungsvorhaben([9], [10]) vorgestellt, die sich explizit mit dem Verformungs-verhalten von Slim-Floor Träger beschäftigen. In von Rieg[6] durchgeführten Voruntersuchungen an niedrigen Ver-bundflachdeckenträgern zeigt sich bereits, dass die Rissbil-dung und die mittragende Breite einen entscheidendenEinfluss auf das Verformungsverhalten besitzen. Eine ge-nauere Betrachtung der mittragenden Breite zeigt hierbei,dass DIN EN 1994-1-1 [3] annähernd nur den Scheiben-zustand des Betongurtes berücksichtigt, die Biegetragwir-kung aber vernachlässigt wird (s. Bild 2).

Für normal hohe Verbundträger (also dem Regelquer-schnitt entsprechend) ist diese Annahme stimmig, da derBiegetraganteil des Betongurtes bei Verbundträgern oft-

Verformungsverhalten von Slim-Floor TrägernHerrn Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Gunter HaufUlrike Kuhlmann

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201101506

Bild 1. Typische Querschnitte von Slim-Floor TrägernFig. 1. Typical sections of slim-floor girders

905

G. Hauf/U. Kuhlmann · Verformungsverhalten von Slim-Floor Trägern


mals vernachlässigt werden kann. Bei Slim-Floor Trägernaber nimmt der Biegetraganteil des Betongurtes im Ver-hältnis zur Gesamtsteifigkeit stark zu und ist damit nichtmehr ohne Weiteres vernachlässigbar [11] (s. Bild 3).

Auf Basis der Differentialgleichungen für den Schei-ben- und Biegezustand leitete Rieg [6] eine mittragendeBreite getrennt für den Scheiben- und Biegezustand ab, sodass bei der Berechnung der Querschnitts- und Kraftan-teile entsprechend die Biegetraganteile (Ic,0, Mc) mit dermittragenden Breite der Platte und die Normalkraftanteile(Si,0, Nc) mit der mittragenden Breite der Scheibe be-stimmt werden können. Damit kann eine Biegesteifigkeitdes ungerissenen Slim-Floor Querschnitts berechnet wer-den, der dem – im Vergleich zu normal hohen Verbund-trägern – größeren Einfluss der Biegetragfähigkeit des Be-tongurts Rechnung trägt (s. Gleichung (1)).

(1)

Aa, Ia Fläche und Trägheitsmoment Stahlquerschnittbm,B mittragende Breite des Biegezustandsbm,S mittragende Breite des Scheibenzustandshc Höhe Betongurtast innerer Hebelarm zwischen Stahl- und Betonquer-

schnittn0 Verhältnis E-Modul Stahl zu E-Modul Beton

2 Experimentelle Untersuchungen zum Verformungsverhalten

Im Rahmen zweier Forschungsvorhaben ([9], [10]) wurdedas Trag- und Verformungsverhalten von Slim-Floor Trägernexperimentell untersucht. Während bei der ersten Versuchs-reihe Einfeldträger geprüft wurden, standen bei der darauffolgenden Versuchsreihe zweifeldrige Slim-Träger im Mittel-punkt (s. Bild 4). Als Querschnitt wurden Hut-/UPE-Profilesowie SFB-Profile [1] verwendet und hierbei die Versuchs-reihen so aufeinander abgestimmt, dass die Ergebnisse mit-einander verglichen werden können. In den Tabellen 1und 2 sind die wichtigsten Daten der beiden Versuchsrei-hen aufgeführt, die beiden letzten Spalten enthalten dieErgebnisse der maximalen Traglast und zugehörigen Ver-formung.

Mittels beider Versuchsreihen konnten folgende Er-gebnisse festgestellt werden: Alle Versuchsträger erwiesen

I I I S ai o a c i St, , , ·= + +0 0

I Ib h

n

b h

nA

b h

n

i o am B c

m S ca

m S c,

,

,

,

·

·

··

·= + +

3

0

0

0

12++ A

a

a

st· 2

Bild 2. Mittragende Breite des Scheiben- und BiegezustandsFig. 2. Effective width of membrane and bending state

Bild 3. Tragverhalten eines Slim-Floor Trägers und eines normal hohen VerbundträgersFig. 3. Structural behaviour of a slim-floor girder and of a normal height composite girder

Bild 4. Versuche an ein- und zweifeldrigen Slim-Floor TrägernFig. 4. Experimental tests on single span and two-span slim-floor girders

906



sich als sehr duktil und zeigten unter Maximallast sehrgroße Verformungen. Zu Beginn der Laststeigerung ver-hielten sich die Testkörper sehr steif, mit zunehmenderRissbildung nahm die Verformung stärker zu. Die Ver-suchsträger mit vergrößerter Plattendicke zeigten weitaushöhere Traglasten und kleinere Verformungen, was aufden positiven Einfluss der Betonplattensteifigkeit schlie-ßen lässt. Eine Veränderung des Tragverhaltens infolgeder außermittig belasteten Versuchsreihen konnte nichtfestgestellt werden, ebenso spielte im Bereich der Ge-brauchslast die teilweise Verdübelung des Einfeldträgerskeine Rolle für die Verformung. Im Bereich der Ge-brauchslasten trat kein messbarer Schlupf auf. Bereits un-ter geringen Lasten aber zeigten die Träger eine ausge-prägte Rissbildung. Die Variation der Stützbewehrung

über dem Mittelauflager der Zweifeldträger zeigte erst beihöherem Lastniveau einen Einfluss auf das Trag- und Ver-formungsverhalten.

Die Einfeldträgerversuche versagten infolge eines Bie-gedruckversagens des Betons im Feld im Bereich der Last -einleitungspunkte, bei den Zweifeldträgerversuchen führ-ten sehr große vertikale Differenzverformungen zwischenaufgelagertem Stahlträger und Betongurt im Bereich desMittelauflagers schließlich zu einem Schub-/Durchstanzver-sagen.

Anhand der über den Betongurt aufgebrachten undquer verteilten Dehnungsmesser konnte eine rechnerischemittragende Breite ermittelt werden, die weit über der nor-mativen Regelung nach DIN EN 1994-1-1 [3] liegt. Bild 5zeigt beispielhaft eine Auswertung für die Versuche an Zwei-feldträgern nach [10].

3 Analytisches Modell zur Verformungsberechnung3.1 Vorgehen

Auf Basis der theoretischen Voruntersuchungen und derexperimentellen Ergebnisse wurde nun ein analytischesBerechnungsmodell zur Verformungsberechnung von ein-und zweifeldrigen Slim-Floor Trägern entwickelt. Im Mit-telpunkt stehen hierbei die Berücksichtigung der Rissbil-dung im Betonquerschnitt (im Feldbereich, wie auch Stütz-bereich für Zweifeldträger) sowie die Berücksichtigung dermittragenden Breite des Scheiben- und Biegezustands.Durch die veränderliche Steifigkeit und das damit verbun-dene nicht-lineare Verformungsverhalten in Abhängigkeitder Beanspruchung wird auf Basis des mechanischen Mo-dells der Momenten-Krümmungs-Beziehung ein analyti-sches Modell abgeleitet. Hierbei wird der Träger in eineVielzahl von Elementen unterteilt und für jedes einzelne

Tabelle 1. Versuchsprogramm Einfeldträgerversuche [9]Table 1. Experimental test programme – single span girder [9]

Versuch Stahlquerschnitt fy fc,Würfel fsy,Bewehr. Bemerkungen Pu δu[N/mm2] [N/mm2] [N/mm2] [kN] [mm]

VT1 UPE 200; Fl.400× 10 293; 313 29,5 594 Basisträger 736 77

VT2 UPE 220; Fl.420× 15 286; 272 24,5 594 Plattendicke hc = 30 cm 1237 61

VT3 UPE 200; Fl.400× 10 293; 313 35,0 594 Querbiegung e = 0,75 m 716 96

VT4 UPE 200; Fl.400× 10 293; 302 37,0 594 Querbiegung e = 1,25 m 686 122

VT5 UPE 200; Fl.400× 10 293; 302 35,0 594 Verdübelungsgrad 50 % 638 91

Tabelle 2. Versuchsprogramm Zweifeldträgerversuche [10]Table 2. Experimental test programme – two span girder [10]

Versuch Stahlquerschnitt fy fc,Würfel fsy,Bewehr. Bewehrung an Konstruktion am Pu δu[N/mm2] [N/mm2] [N/mm2] Stütze [cm2/m] Mittelauflager [kN] [mm]

V1 UPE 200; Fl.400× 10 409;443 38,7 577 10,3 Kopfplattenanschluss 923 57

V2 HEB 140; Fl.340× 10 415;443 39,6 577 10,3 Kopfplattenanschluss 1228 71

V3 UPE 200; Fl.400× 10 409;443 35,7 577 10,3 durchlaufend 1064 72

V4 UPE 200; Fl.400× 10 409;443 37,3 577 10,3 Kopfplattenanschluss 660 47



Bild 5. Vergleich der experimentell ermittelten mittragendenBreiten an Zweifeldträgern mit normativer RegelungFig. 5. Comparison of normative and experimental effectivewidth of two-span girders

907



Element diskrete Beanspruchungspunkte (Rissmoment,Fließmoment, plastische Dehnungsgrenze des Betons) be-stimmt, so dass mittels der Integration der einzelnen Ele-mentkrümmungen die Verformung berechnet werden kann.Während für den Einfeldträger die Momentenverteilungdurch das statisch bestimmte System direkt bestimmt wer-den kann, werden für den Zweifeldträger über eine statischunbestimmte Berechnung die Schnittgrößen über die last-abhängige Steifigkeitsverteilung berechnet.

Alle Schnittgrößenanteile, die sich auf die Biegetragwir-kung des Betongurtes beziehen, werden hierbei mit der mit-tragenden Breite des Biegezustands berechnet (s. Bild 6), ent-sprechend die Anteile aus der Normalkraft mit den mittra-genden Breite des Scheibenzustands, der weitestgehend mitden Werten der mittragenden Breite nach DIN EN 1994-1-1[3] übereinstimmt. Als Ergebnis erhält man eine lastabhän-

gige Verteilung der Trägersteifigkeit und die Last-Verfor-mungskurve. Die Verifikation des analytischen Modells mitder experimentellen Versuchsdurchführung zeigt hierbeieine sehr gute Übereinstimmung, s. Bild 7.

3.2 Einflussfaktoren auf das Verformungsverhalten

Das Berechnungsverfahren erlaubte nun eine umfangrei-che Parameterstudie und die Untersuchung der verschie-denen Einflussfaktoren auf die Verformung der Verbund-flachdeckenträgersysteme. Nachfolgend werden die wich-tigsten Erkenntnisse aus [11] zusammengefasst:

Die Betonzugfestigkeit beeinflusst das Verformungs-verhalten bei niedrigen Lasten im Bereich des Rissmo-ments, für die Verformung bei weiterer Laststeigerung istder Einfluss vernachlässigbar. Die Druckfestigkeit des Be-tons ist erst im Bereich sehr großer Lasten (mitunter aucherst oberhalb des Gebrauchslastniveaus) von Bedeutung.Die Stahlgüte gewinnt mit zunehmender Festigkeit für diemaximale Momententragfähigkeit an Gewicht, bis zumErreichen der Fließgrenze jedoch – was für gewöhnlichunter Gebrauchslasten nicht erfolgt – bestimmt sie dasVerformungsverhalten nicht. Die Dicke der Betonplattespielt bei der Verformungsberechnung eine große Rolle,da die Biegetragwirkung und die Biegesteifigkeit des Be-tongurtes direkt die Durchbiegung beeinflussen.

Für Einfeldträger spielt die Bewehrung nur eine un-tergeordnete Rolle im unteren Lastbereich, da sie für dieBiegesteifigkeit keine große Bedeutung hat. Insgesamtzeigt sich aber ein merklicher Einfluss auf die negativeMomententragfähigkeit des Verbundquerschnitts. Die amZweifeldträger über der Stütze in die obere Lage einge-legte Bewehrung wirkt sich erkennbar auf das Last-Verfor-mungsverhalten aus. Durch einen höheren Bewehrungs-grad steigt die Momententragfähigkeit über der Mittel-

Bild 6. Analytisches nicht-lineares Berechnungsverfahren (M-κ-Verfahren)Fig. 6. Non-linear analytical model (bending-curvature calculation)

Bild 7. Vergleich Verformungen aus analytischem Modellmit Versuchsergebnissen (Zweifeldträger)Fig. 7. Comparison of experimental tests and analytical de-formation calculation (two-span girders)

908



stütze an. Die Einspannung an der Stütze wirkt dadurchstärker und die Verformung im Feldbereich verringertsich. Im unteren Lastbereich, insbesondere im ungerisse-nen Zustand, sind keine Verformungsunterschiede er-kennbar, da hier wiederum die eingelegte Bewehrung dasTrägheitsmoment des Verbundquerschnitts nicht merklichbeeinflusst.

3.3 Untersuchung des Stützbereichs (Null-Durchgang, mittragende Breite)

Die Auswertung der durchgeführten Parameterstudie in [11]in Hinblick auf die Anwendung des in DIN EN 1994-1-1,Abschnitt 5.4.2.3 [3] angegebenen vereinfachten Berech-nungsverfahrens für den gerissenen Zustand zeigt, dass fürden Bereich der Gebrauchstauglichkeit der Momentennull-durchgang zwischen 0,85 · L und 0,925 · L liegt (L = Stütz -weite beider Felder des Zweifeldträgers) und damit leichtoberhalb der normativen Regelung nach DIN EN 1994-1-1[3]. Bei weiterer Laststeigerung nimmt der Steifigkeitsver-lust über der Stütze weiter zu, der Nulldurchgang nähertsich dem Auflager, da sich über der Mittelstütze letztendlichein Fließgelenk ausbildet.

Des Weiteren wurde der Einfluss der mittragendenBreite im Bereich der Stütze auf das Verformungsverhal-ten untersucht. Es zeigt sich hierbei, dass die mittragendeBreite im Stützquerschnitt keinen merklichen Einfluss fürdie Verformungen der Verbundflachdeckenträger besitzt, sodass die Vorgabe nach DIN EN 1994-1-1 [3] einer mittra-gende Breite über dem Auflager verwendet werden kann.Infolge der sehr raschen und ausgeprägten Rissbildung gehtdie Biegetragwirkung des Betongurtes über der Stütze sehrschnell verloren, so dass die Biegetragfähigkeit nur nochüber die Stützbewehrung und den Baustahlquerschnitt be-rechnet wird.

4 Vereinfachter (linearer) Ansatz zur Verformungsberechnung

Da eine nicht-lineare Verformungsberechnung einen großenAufwand bedeutet, wurde neben dem aus dem analytischenVerfahren hergeleiteten Ansatz für eine verformungsbezo-gene mittragende Breite (s. [11]) in einem zweiten Schritt aufBasis der bereits durchgeführten Parameteruntersuchungein linearer Berechnungsansatz (elastischer Ansatz derStabstatik) entwickelt. Grundlegend setzt sich danach dieBiegesteifigkeit eines Verbundträgers aus der Steifigkeit desBaustahlprofils Ia und des Betongurtes Ic,0 sowie dem Stei-ner-Anteil zusammen:

(2)

Die Rissbildung und der damit einhergehende Steifigkeits-verlust wird beim Einfeldträger nun durch einen Abminde-rungsfaktor αc berücksichtigt, der die Betontraganteile re-duziert und somit eine effektive (Ersatz-) Steifigkeit desTrägers bestimmt, die für die Verformungsberechnung kon-stant über die Trägerlänge angesetzt werden kann (Bild 8)s. Herleitung in [11].

Die effektive Trägersteifigkeit berechnet sich daher wiefolgt:

I I I S ai o a c i St, , , ·= + +0 0

(3)

Der Abminderungsfaktor αc setzt sich aus den Anteilen fürMaterialkennwerte αMat, Querschnittswerte αQS und Be-lastung αM zusammen und berechnet sich für I-Profile wiefolgt:

(3.1)

(3.2)

(3.3)

(3.4)

(3.5)

mitfct, fc, fy Zug- und Druckfestigkeit des Betons und

Streckgrenze des Stahlsfct,0, fc,0, fy,0 Bezugsfestigkeiten (1,0 N/mm2/30 N/mm2/

355 N/mm2)As,u, Aa, Ai,0 Flächen der unteren Bewehrung, des Bau-

stahls und des idealen VerbundquerschnittsMRiss, MEd Rissmoment des Betonquerschnitts und dem

maximalen Biegemoment aus Last

Dieser Ansatz ist nur bis zum Fließbeginn des Baustahl-profils gültig, da der Abminderungsfaktor von einem linea-ren Anteil des Baustahlprofils ausgeht, ein Fließen aber einen überproportionalen Verformungszuwachs bedeutenwürde. Für das Gebrauchslastniveau kann jedoch von einem elastischen Zustand des Baustahlprofils ausgegan-gen werden.

I I I S ai eff a c c i St, , ,· ·= + +( )α 0 0

α α α α αc V Mat Q M= · · ·

αv = ,0 4

αMatct

ct

ff

=⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

−

·,

,

0

0 26fff

f

fc

c

y

y,

,

,

,

·0

0 48

0

0 29⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

A A

AQSs u a

i

,=+

α,,

,

,

,

, ,

· ·0

0 17

0

0

318 1⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⎛

⎝⎜⎞

⎠⎟

−I

Iah

c

i

st

c

227 0 56

·,

bL

⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

−

1 22,MMM

Riss

Ed

=⎛

⎝⎜⎞

⎠⎟α

Bild 8. Ersatzträgersystem mit konstantem effektiven Träg-heitsmoment Ii,effFig. 8. Effective girder stiffness Ii,eff for deflection calculation

909



Für den zweifeldrigen Slim-Floor Träger muss die Glei-chung für die effektive Trägersteifigkeit modifiziert werden,da unter Gebrauchslasten der Baustahlquerschnitt überder Stütze den elastischen Spannungsbereich überschrei-tet. Angelehnt an den Berechnungsansatz nach DIN EN1994-1-1 [3] wird im Stützbereich der Stahlquerschnitt, imFeldbereich die konstante effektive Trägersteifigkeit Ii,2,effangesetzt (Bild 9).

Die effektive Trägersteifigkeit wird dabei wie folgt mitfct, fc, fy als Zug- und Druckfestigkeit des Betons und Streck-grenze des Stahls bestimmt:

(4)

Der Abminderungsfaktor αc,2 setzt sich aus den Anteilenfür Materialkennwerte αMat, Querschnittswerte αQS,2 undBelastung αM,2 zusammen und berechnet sich für I-Profilewie folgt:

(4.1)

(4.2)

(4.3)

(4.4)

(4.5)

mit qEd und qu einwirkende Belastung und maximale Bruch-

belastung

Die einzelnen Faktoren berücksichtigen hierbei die Rissbil-dung und damit den Steifigkeitsverlust des Slim-Floor Trä-gers. Der lineare Ansatz wurde in [11] mittels der Auswer-

I a I I S ai eff c a c i St, , , , ,· ·2 2 0 0= + +( )

α α α α α

α

α

c V Mat QS M

V

Mat

f

, , , , ,

,

,

· · ·

,

2 2 2 2 2

2

2

1 0

=

=

= cct

ct

c

c

y

yfff

f

f,

,

,

,

,

· ·0

0 79

0

0 1

0

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⎛−

⎝⎝⎜

⎞

⎠⎟

=⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

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tung der Parameterstudie (nicht-lineare Verformungsberech-nung) abgeleitet. Ein Vergleich mit den experimentellen Er-gebnissen zeigt eine sehr gute Übereinstimmung. Auf-grund der unterschiedlichen Steifigkeiten der Baustahl-profile wurde der Berechnungsansatz für Hutprofil-Quer-schnitte entsprechend angepasst und gesondert abgeleitet(s. [11]).

5 Zusammenfassung

Infolge des niedrigen Querschnitts und der damit verbun-denen Rissbildung weisen Slim-Floor Träger ein veränder-tes Verformungsverhalten im Vergleich zu normal hohenVerbundträgern auf. Durch das in die Decke integrierteBaustahlprofil reißt der Betonquerschnitt unter Biegebean-spruchung in der Zugzone sehr schnell auf. Während beieinem Einfeldträgersystem Risse bereits unter Gebrauchs-lasten auf der Betonunterseite entstehen, ist beim Zwei-feldträger ebenso der Betonobergurt über der Stütze geris-sen. Da die Verformung oftmals bemessungsbestimmendwird, wurde im Rahmen zweier Forschungsvorhaben dasVerformungsverhalten vertieft untersucht. Durch die Va-riation geometrischer Parameter konnten experimentelldie Einflussfaktoren bestimmt werden.

Es stellte sich hierbei heraus, dass die mittragendeBreite für Slim-Floor Träger nach DIN EN 1994-1-1 [3] fürdie Verformungsberechnung wegen des großen bei Slim-Floor Trägern vorhandenen Biegetraganteils zu konservativangenommen wird und daher die Verformung stark über-schätzt wird.

Neben der Biegetragwirkung beeinflusst die Rissbildungdas Verformungsverhalten, da bereits unter Gebrauchslas-ten der Querschnitt im Zustand II vorliegt. Eine wirklich-keitsnahe Trägerverformung kann daher nur mit einemnicht-linearen Berechnungsverfahren bestimmt werden. Dasim Rahmen von [11] entwickelte Verfahren erlaubt, Last-Verformungskurven von Slim-Floor Querschnitten für Ein-und Zweifeldträgersysteme abzubilden. Der Vergleich mitden experimentellen Versuchsreihen zeigt für die Ein- undZweifeldträger hierbei eine sehr gute Übereinstimmung,so dass durch eine Parameteruntersuchung die wichtigstenEinflussfaktoren auf das Verformungsverhalten identifiziertwerden konnten. So zeigte sich u. a., dass die mittragendeBreite im Stützquerschnitt für die Verformung der De-ckensysteme nur eine untergeordnete Rolle spielt, so dassdie bestehenden Berechnungsvorgaben für Mittelstützennach DIN EN 1994-1-1 [3] angewandt werden können.

Da die nicht-lineare Berechnung einen sehr großenAufwand bedeutet, wurde das analytische Modell auf Basiseiner umfangreichen Parameterrechnung in einen linear-elastischen Berechnungsansatz überführt. Aufgrund derRissbildung und dem stark nicht-linearen Verhaltens mussdie Trägersteifigkeit in Abhängigkeit der Beanspruchung er-mittelt werden. Für die Einfeldträgersysteme wurde einAbminderungsfaktor entwickelt, der die Betonsteifigkeits-anteile reduziert. Da beim Zweifeldträger der Querschnittdie Fließgrenze auch innerhalb der Gebrauchslasten über-schreiten kann, wird der Abminderungsfaktor hierbei überden gesamten Verbundquerschnitt im Feldbereich ange-setzt. Der Vergleich zwischen linearem Ansatz und dernicht-linearen Berechnungsmethode zeigt ebenfalls einegute Übereinstimmung.

Bild 9. Trägersteifigkeit des Stütz- und Feldbereichs für linear-elastischen VerformungsansatzFig. 9. Effective girder stiffnesses for linear elastic deflectioncalculation

910



Zusammengefasst kann festgehalten werden, dass bis-her keine allgemein gültigen Berechnungsansätze für dieVerformung von Slim-Floor Träger vorhanden sind, die dastatsächliche Verformungsverhalten wiedergeben. Daherwurden neue und allgemein gültige Ansätze zur wirklich-keitsnahen Bestimmung der Trägerverformung für ein- undzweifeldrige Slim-Floor Deckenträgersysteme entwickelt.Neben einem nicht-linearen Modell wurde für die prakti-sche Anwendung ebenso ein linearer Ansatz entwickelt,der dazu beitragen soll, Slim-Floor Trägersysteme wirt-schaftlicher und in Hinblick auf die Verformung wirklich-keitsnah dimensionieren zu können.

Danksagung

Das Forschungsvorhaben (S668) wurde von der Stiftung In -dustrieforschung (aus dem Vermögen der Deutschen Indus-triebank) finanziert. Das Forschungsvorhaben (Nr. 15675 N)der Forschungsvereinigung Stahlanwendung e.V. (FOSTA)wurde im Programm zur Förderung der Industriellen Ge-meinschaftsforschung (IGF) vom Bundesministerium fürWirtschaft und Technologie über die AiF finanziert.

An dieser Stelle bedanken wir uns bei allen Projekt-beteiligten, der Stiftung Industrieforschung und Forschungs-vereinigung FOSTA e.V. für die Förderung, der MPA Stutt-gart, Otto-Graf-Institut (FMPA) für die erfolgreiche Ver-suchsdurchführung, allen Mitgliedern für die Beteiligungan den Arbeitskreisen und den Projektförderern für dieSachmittel- und Geldspenden.

Literatur

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[10] Kuhlmann, U., Hauf, G. et al.: Effiziente Verbundflachde-ckenträgersysteme im Hochbau – Ganzheitliche Optimierungfür Montage und Nutzung. Forschungsvorhaben der FOSTA/AiF Nr. 15675N/1, Stuttgart, 2010.

[11] Hauf, G.: Trag- und Verformungsverhalten von Slim-FloorTrägern unter Biegebeanspruchung. Mitteilungen des Insti-tuts für Konstruktion und Entwurf, Nr. 2010-1, Dissertation,Institut für Konstruktion und Entwurf, Universität Stuttgart,2010.

Autoren dieses Beitrages: Dr.-Ing. Gunter HaufInstitut für Konstruktion und Entwurf, Universität Stuttgart und Ing.-Büro Walter Hauf, Ing.-Büro für Tragwerksplanung,89423 [email protected], [email protected]. Dr.-Ing. Ulrike KuhlmannInstitut für Konstruktion und Entwurf, Universität Stuttgart,Pfaffenwaldring 7, 70569 [email protected]

Rainer Wulle als Präsident der INGBWwiedergewählt

Die Mitgliederversammlung der Inge -nieurkammer Baden-Württemberg hatam 22. Oktober den bisherigen Präsiden-ten, Dipl.-Ing. Rainer Wulle, mit großerMehrheit im Amt bestätigt. Wulle erhielt157 von 232 – insgesamt also 68 % derStimmen. Der einzige Gegenkandidatfür das Präsidentenamt, der BeratendeIngenieur Dr.-Ing. Manfred F. Brenner,Verkehrsplaner aus Aalen, konnte 75Stimmen auf sich vereinen.

Der Prüfingenieur für Baustatik RainerWulle, ist Geschäftsführender Gesellschaf-ter der Stuttgarter Wulle Lichti Walz Be-

Firmen und Verbänderatende Ingenieure GmbH. Seit 1991 ister Mitglied der Ingenieurkammer Baden-Württemberg, wobei er seit 2007 das Amtdes Präsidenten inne hat.

In seiner Rede zeigte Wulle auf, wasseine Ziele in den nächsten drei Jahrenals Präsident sind: „Mit großer Leiden-schaft, Engagement und Freude lebe ichdieses Amt. Ich setze mich dafür ein,das Kammerportfolio noch klarer zu de-finieren und auszubauen. Zum Beispieldadurch, die Zuständigkeiten bei der In-genieurkammer für das Führen der ge-schützten Berufsbezeichnung „Ingenieu-rin“ oder „Ingenieur“ zu bündeln. Wirwollen den Dialog mit den im Landtagvertretenen Fraktionen und der Landes-regierung ausbauen und uns mit einerverstärkten Presse- und Öffentlichkeits-arbeit deutlicher zu Wort melden. Damitwollen wir zum einen neue, vor allem

junge Mitglieder für die Kammer werbenund zum anderen zum Ansehen unseresBerufsstands im Land beitragen. Ganznach dem Motto: Gemeinsam stark – zu -sammen etwas bewegen!“

Ebenso wiedergewählt sind als 1. Vize-präsident der Stuttgarter Prof. Dr.-Ing.Stephan Engelsmann und als 2. Vizeprä-sident Dipl.-Ing. (FH) Helmut Zenker,aus Denzlingen bei Freibung. Schatz-meister bleibt Dipl.-Ing. Guido Hils,Stuttgart. Die Beisitzer im Vorstand sindwie bisher Dr.-Ing. Peter Geis, Mannheim,Prof. Dr.-Ing. Klaus-Peter Meßmer, Kon-stanz, und Dr.-Ing. Klaus Wittemann ausKarlsruhe. Als Beisitzer neu gewählt wur -de Dr.-Ing. Dr. techn. Andreas Hutarew,Pforzheim.

Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.ingbw.de

911© Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Stahlbau 80 (2011), Heft12

Im Brandfall zeigen Verbundträger-Decken-Systeme ein gutmütigesTragverhalten. Durch große Verformungen können Membrankräfteaktiviert und so Tragreserven genutzt werden. Nach derzeit inDeutschland geltenden Vorschriften kann dieses Tragverhalten imbrandschutztechnischen Nachweis jedoch nicht ohne Weiteresberücksichtigt werden. Es ist Stand der Technik, dass das Gesamt -tragwerk gedanklich in einzelne Bauteile zerlegt wird und dieseeinzeln brandschutztechnisch nachgewiesen werden. Im Systemwerden einige Nebenträger im Brandfall jedoch nicht zum Lastab-trag benötigt. Sie könnten dementsprechend gegen eine Brand-einwirkung ungeschützt ausgeführt werden. In Großbritannienund der Schweiz wird die Membranwirkung von Verbunddeckenim Brandfall mit dem Verfahren nach Bailey ([1] bis [5]) bereits ge - nutzt. Um das Verfahren auch in Deutschland anwenden zu können,bedarf es noch einiger eingehender Untersuchungen. Im Rahmeneines gemeinsamen Forschungsvorhabens des Lehrstuhls fürMetallbau der Technischen Universität München und des Institutsfür Stahlbau der Leibniz Universität Hannover werden diesbezüg-lich Untersuchungen durchgeführt. Das Projekt wird vom DAStund der AiF gefördert. In [6] wurde der Stand der Technik und dieIdee der Membranwirkung allgemein bereits vorgestellt. In [7]sind die Versuchsaufbauten und Ergebnisse näher beschriebenworden. Dieser Beitrag konzentriert sich auf die numerischen Un-tersuchungen im Rahmen des Forschungsprojektes.

Membrane action of composite slabs in fire – Numerical investiga-tion. In case of fire composite beam slab systems show a very goodbehaviour. Due to large deformations membrane forces are activat -ed inside the slab and thus, load bearing capacity reserves can beused. German building regulations divide the supporting structure infictive structural members. Each member must fulfil the require-ments even though it is not necessary for the load transfer in thesystem. Secondary beams are not necessary at elevated tempera-tures and can be left unprotected. In Great Britain and Switzerlandmembrane action is already used to design slab systems in fire ([1]to [5]). To enable such design rules in Germany further investigationsare required. For this reason a research project was initiated by theauthors. The project is supported by the DASt and AiF. In [6] the stateof research and the idea of membrane action are already described.The experimental set-up and results are shown in [7]. In this paperthe numerical investigations of the project are presented.

1 Kurzübersicht über die Versuche

In diesem Abschnitt wird eine kurze Übersicht über diedurchgeführten Versuche gegeben. Detaillierter sind dieVersuche in [7] und [8] beschrieben. Die Versuche wurden

am 7. Juli 2010 und 3. September 2010 in Dachau durch-geführt. Hierbei wurden zwei leicht unterschiedliche Ver-suchsaufbauten untersucht (s. Bild 1). Die Anordnung derNebenträger, das Deckensystem und das Brandschutzbe-schichtungssystem der Randträger wurden variiert. Dieobere Be wehrungslage beider Decken war eine Q 188-Be-tonstahlmatte B500. Die Decken hatten eine Gesamtdi-cke von 12 cm und wurden mit Ortbeton der GüteC30/37 hergestellt. Bei Versuch 1 kam eine 5 cm dickeGitterträgerelementdecke zum Einsatz. Versuch 2 wurdemit einer Verbunddecke mit hinterschnittener Profilblech-geometrie durchgeführt. Als Haupt- und Nebenträger wur-den IPE 160- bzw. IPE 240-Profile der Stahlgüte S235 an-geordnet, die über Kopfbolzendübel schubfest mit der De-ckenplatte verbunden waren. Die Randträger wurden miteinem reaktiven Brandschutzsystem der Feuerwiderstands -klasse R60 geschützt.

Der Temperaturverlauf im Brandraum sollte der Ein-heits-Temperaturzeitkurve (ETK) nahekommen und gleich-

Membranwirkung von Verbunddecken bei Brand –Numerische UntersuchungenHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Peter SchaumannMartin MensingerJörg SothmannMartin Stadler

Fachthemen

DOI: 10.1002/stab.201101498

Bild 1. Grundriss Versuch 1 (oben) und Versuch 2 (unten) [7]Fig. 1. Plan view test 1 (above) and test 2 (below) [7]

mäßig über die Fläche unter der Decke verteilt sein. DieBrandlast wurde mit Holzkrippen eingebracht. Der Brand-verlauf wurde maßgeblich durch natürliche Ventilationüber Öffnungen in den Ofenwänden gesteuert.

Mittels Sandsäcken wurde eine Flächenlast von2,1 kN/m2 aufgebracht. Dieser Wert ergibt sich für die Last - fall kombination der außergewöhnliche Bemessungssitua-tion nach DIN EN 1991-1-1/NA für eine VerkehrslastKate gorie B1 von 2,0 kN/m2 und eine Ausbaulast von1,5 kN/m2. Die Brandlast wurde ebenfalls nach Vorgabender Eurocodes bestimmt. Im nationalen Anhang zur DINEN 1991-1-2 wird für Bürogebäude eine Brandlastdichtevon 584 MJ/m2 als 90 %-Fraktile vorgegeben. Bei einemHeizwert von Fichtenholz von 17,3 MJ/kg ergibt sich da-durch eine erforderliche Holzmenge von 33,8 kg/m2.

2 Numerische Untersuchungen

Bei den numerischen Untersuchungen wird das Gesamtpro-blem des mechanischen Verhaltens von Bauteilen im Brand-fall in zwei Teilprobleme gegliedert. Zum einen wird das Er-wärmungsverhalten der Bauteile mit thermischen Analysenbestimmt, zum anderem wird das mechanische Verhaltenunter Berücksichtigung der vorher ermittelten Temperatu-ren simuliert. Dabei wird davon ausgegangen, dass die Tem-peraturen Einfluss auf die Mechanik haben, die Mechanikjedoch keinen Einfluss auf die Temperaturen hat.

Die thermischen Analysen werden mit dem ProgrammABAQUS [15], die mechanischen mit dem Programm Vulcan[13] durchgeführt. Im weiteren Verlauf dieses Abschnitteswerden Ergebnisse ausgewählter thermischer und mecha-nischer Simulationen zu den Versuchen (s. Abschnitt 1)präsentiert.

2.1 Thermische Analysen

In diesem Abschnitt werden zwei thermische Analysen vor-gestellt:– die thermische Analyse der Verbunddecke– die thermische Analyse der beschichteten Träger

Hierbei wird auf die Besonderheiten der einzelnen Analyseneingegangen. Ergänzende Informationen und weitere Hin-tergründe sind [8] zu entnehmen.

2.1.1 Verbunddecke

Die im Versuch 2 untersuchte Verbunddecke besteht auseinem hinterschnittenen Trapezprofil und Ortbeton, so dasssich eine Gesamtdicke von 12 cm ergibt. Das Trapezprofilist verzinkt. Die DIN EN 1994–1–2 [14] sieht in einem sol-chen Fall eine Gesamtemissivität ε = 0,7 und einen Wärme-übergangskoeffizienten α = 35 W/(m2 · K) vor.

Aus [9] ist jedoch bekannt, dass bei verzinkten Blechenmit einer Emissivität der Oberfläche von ungefähr 0,1 zurechnen ist. In [10] und [11] wird hierzu noch ergänzt, dassder Zink bei 400 °C zu schmelzen beginnt und sich dieEmissivität ändert. Oberhalb von 400 °C ist die Emissivi-tät von Stahl anzusetzen. Weiterhin wird in [11] noch derWärmeübergangskoeffizient für den Oberflansch und dieStege des Trapezprofils auf 15 W/(m2 · K) reduziert. Da indiesen Bereichen der Luftaustausch geringer ausfällt als

912

P. Schaumann/M. Mensinger/J. Sothmann/M. Stadler · Membranwirkung von Verbunddecken bei Brand – Numerische Untersuchungen


im Brandraum sind die Werte plausibel. In [11] werden of-fene Trapezprofil behandelt. Da es sich bei diesem Profilum ein hinterschnittenes handelt, ist mit einem Wärmeüber-gangskoeffizient kleiner als 15 W/(m2 · K) zu rechnen.

Um die Unterschiede zwischen verschiedenen Annah-men aufzuzeigen, wird die Decke mit den unterschiedlichenAnnahmen modelliert und mit den Versuchsergebnissen

Bild 2. Temperaturabhängige Emissivität nach [11]Fig. 2. Temperature-dependent emissivity cfg. [11]

Bild 3. Vergleich zwischen Messung und Simulation bei unterschiedlichen Randbedingungen beim Oberflansch desTrapezprofilsFig. 3. Comparison between measurement and simulationwith different boundary conditions at the upper flange of thesteel sheet

Bild 4. Vergleich zwischen Messung und Simulation beimUnterflansch des TrapezprofilsFig. 4. Comparison between measurement and simulationat the lower flange of the steel sheet

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verglichen. Es wird sich hier auf den Ober- und Unter-flansch des Trapezprofils konzentriert, da an dieser Stelledie Einflüsse der Annahmen am deutlichsten werden.

Um die temperaturabhängige Emissivität der Oberflä-che zu berücksichtigen, wird die Schnittstelle DFLUX inABAQUS [15] implementiert. Dabei wird der temperaturab-hängige Verlauf der Emissivität nach Bild 2 angenommen.

Weiterhin wird der Wärmeübergangskoeffizient indem Bereich der Hinterschneidung variiert. In diesem Be-reich wird ebenfalls ein reduzierter Wärmestrom aus Strah-lung berücksichtigt. Hierfür wird für die Stege und denOberflansch die Einstrahlzahl ermittelt und mit dieser derWärmestrom aus Strahlung reduziert (s. [10]). Die Ergeb-nisse für die unterschiedlichen Ansätze des aufgebrachtenWärmestroms ins Bauteil sind in Bild 3 zu sehen. In diesemBild wird der Oberflansch des Trapezprofils betrachtet.Aus dem Bild wird deutlich, dass erst bei der Kombinationder Ansätze der Emissivität von Zink, der Einstrahlzahlund eines reduzierten Wärmeübergangskoeffizienten dieMessungen mit der Simulation gut abgebildet werdenkönnen.

Bei dem Unterflansch des Trapezprofils kann lediglichdie temperaturabhängige Emissivität des Trapezprofils an-gesetzt werden. Der Vergleich zwischen Messung und nu-merischer Berechnung ist in Bild 4 zu sehen.

Insgesamt wird deutlich, dass es möglich ist, die Er-wärmung der Verbunddecken numerisch zu berechnen. Diein DIN EN 1994-1-2 [14] gegebenen Werte sind in diesemFall konservativ und bedürfen einer Ergänzung bzw. Kor-rektur.

2.1.2 Beschichtete Stahlträger

Als Bekleidung für die Stahlträger wird in dem Versuch einreaktives Brandschutzsystem genutzt. Dabei ist die reaktiveKomponente ein Dämmschichtbildner. Für die thermische,numerische Analyse steht lediglich eine Literaturquelle [12]zur Verfügung, welche die temperaturabhängigen Material-kennwerte eines reaktiven Brandschutzsystems mit Dämm-schichtbildner beschreibt. Ausgehende von diesen Material-kennwerten und ergänzenden Annahmen bei der aufge-schäumten Geometrie des reaktiven Brandschutzsystemsergeben sich die Temperaturverläufe in Bild 5. In Bild 5 sindebenfalls die zugehörigen Messungen aus dem zweitenBrandversuch in Dachau dargestellt. Es ist zu erkennen,dass die maximale Temperatur in der Simulation gut wie-dergegeben wird. Der zeitliche Verlauf der Erwärmungund auch das Abkühlverhalten werden nicht optimal wie-dergegeben. Daher wurden Versuche zum Wärmespeiche-rungsvermögen des reaktiven Brandschutzsystems durch-geführt und die weiteren, benötigen Materialkennwerteüber Analogiebetrachtungen bestimmt. Die Einzelheitenzu den Materialkennwerten sind in [8] zu finden.

Die Ergebnisse der Simulation mit den Materialkenn-werten aus [8] sind vergleichend den Messungen in Bild 6gegenübergestellt. Es wird deutlich, dass der Temperatur-verlauf besser abgebildet wird als in Bild 5. Sowohl der Zeit-punkt beim Erreichen der Maximaltemperatur als auch dasAbkühlverhalten werden gut simuliert. Die wesentlichenUn terschiede der Materialkennwerte nach [12] und nach [8]liegen in der spezifischen Wärmekapazität und der Wärme-leitfähigkeit. Während in [12] davon ausgegangen wird,

dass das reaktive Brandschutzsystem überwiegend überdie Wärmespeicherung funktioniert, wird in [8] von einererheblichen Reduzierung der Wärmeleitfähigkeit ausge-gangen. Dass ein reaktives Brandschutzsystem mit Dämm-schichtbildner seine Wirkung über die Wärmeleitfähigkeitentfaltet, kann mit den Materialuntersuchungen in [8] ge-zeigt werden. Es ist somit gelungen, die Materialkennwertedes reaktiven Brandschutzsystems befriedigend zu beschrei-ben.

2.2 Mechanische Analyse

Die mechanischen Analysen wurden mit der Software Vul-can [13] durchgeführt. Die Software Vulcan wurde speziellfür die numerische Simulation von Verbunddecken-Träger-Systemen entwickelt. Sie stellt Schalen-, Balken- und Feder -elemente zur Verfügung. Diesen Elementen kann je nachBedarf unterschiedliches temperaturabhängiges Material-verhalten zugewiesen werden.

Bild 5. Vergleich zwischen Messung und Simulation beim be -kleideten Stahlträger mit den Materialkennwerten nach [12]Fig. 5. Comparison between measurement and simulation ofthe protected steel beam using the material properties of [12]

Bild 6. Vergleich zwischen Messung und Simulation beimbekleideten Stahlträger mit den Materialkennwerten nach [8]Fig. 6. Comparison between measurement and simulation ofthe protected steel beam using the material properties of [8]

Die Berechnung erfolgt geometrisch und materiell nicht-linear. Die materiellen Nichtlinearitäten beziehen sich aufdie nichtlinearen temperaturabhängigen Spannungs-Deh-nungs-Beziehungen der Materialien. Es werden dabei dieBeziehungen aus den Eurocodes genutzt. Die Spannungs-Dehnungs-Beziehung von Beton wird noch um den Ent-festigungsbereich im Druckbereich und die Definition desZugbereiches ergänzt. Die Entfestigung im Druckbereichwird linear abgebildet. Um den Zugbereich zu definieren,wird ein tri-linearer Ansatz verwendet. Genaueres zu denAnsätzen ist in [13] zu finden. Die Spannungsintegrationwird über eine Summation von diskreten Spannungszu-ständen abgebildet. Die Software entspricht den Level 3-Verfahren der Eurocodes.

Die Temperaturen in den numerischen Modellen stam-men direkt aus den Messungen bei den Versuchen. Die Ma -terialfestigkeiten und -steifigkeiten stammen von Kleinpro-ben oder wurden mit normativen Werten angesetzt (s. auch[8]). Die temperaturabhängige Abminderung der Kennwertewird nach den Eurocodes angenommen.

2.2.1 Zweiter Brandversuch

Das numerische Modell ist in Bild 7 dargestellt. Bei der Mo -dellierung der Verbunddecke wird die Orthotropie der De-cke berücksichtigt. Hierfür wird in Vulcan [13] eine Abmin-derung der Steifigkeit der Schalenelemente vorgesehen.Der Abminderungsfaktor berechnet sich aus den Quotien-ten der elastischen orthotropen Steifigkeit und der elasti-schen Steifigkeit des Elementes ohne Berücksichtigung derOrthotropie.

Weiterhin wird der untere Flansch des Trapezprofilsin der mechanischen Analyse berücksichtigt. Das Trapez-profil hat einen nicht zu vernachlässigenden Einfluss auf dasVerformungsverhalten des Deckensystems. Hinsichtlich derSchubübertragung zwischen Beton und Trapezprofil imBrandfall besteht noch erheblicher, über das Projekt hinaus-gehender Forschungsbedarf. Hier wird näherungsweise le-diglich der untere Flansch des Trapezprofils berücksichtigt.

In Bild 8 ist exemplarisch die Verformung der Mess-stelle V6 des zweiten Versuches und die Durchbiegung deszugehörigen FEM-Knotens dargestellt. Es ist bis zur 20.Brandminute eine gute Übereinstimmung zwischen derMessung und den Ergebnissen der Simulation festzustellen.Bei der 20. Brandminute hat der modellierte Unterflanschdes Trapezprofils 300 °C und in der 25. Minute eine Tem-peratur von 480 °C. Damit nehmen in diesem Zeitbereichdie Steifigkeit und Festigkeit des Unterflansches erheblichab. Die Biegesteifigkeit der Verbunddecke reduziert sichdamit rechnerisch erheblich und das System biegt sich wei-

914



ter durch. In Realität sind der Oberflansch und die Stegedes Trapezprofils noch vorhanden. Wie aus Abschnitt 2.1.1bekannt ist, sind die Temperaturen der Blechteile in diesemBereich gering genug, dass die Blechteile tragfähig sindund die Biegesteifigkeit der Decke auf einem höheren Ni-veau bleibt. Daher sind die gemessenen Durchbiegungengeringer als in der Simulation. Ein ähnliches Verhaltenwie in Bild 8 ist bei den anderen Messpunkten festzustel-len. Sie werden daher nicht genauer aufgeführt. Abschlie-ßend lässt sich festhalten, dass der zweite Brandversuchvon Dachau mit dem gewählten numerischen Modell ab-gebildet werden kann.

2.2.2 Erster Brandversuch

Als Last wird das Eigengewicht der Betondecke und derStahlträger sowie die im Versuch aufgebrachte Ballastierungvon 2,1 kN/m2 berücksichtigt. In Bild 9 ist das mechanischeModell zu sehen. Die Beflammung des Systems erfolgt vonunten.

Auch hier sind exemplarisch die Durchbiegungen ausdem Versuch von der Messstelle V6 und dem naheliegen-den FEM-Knoten in Bild 10 dargestellt. Es ist zu erkennen,dass der Verlauf der Durchbiegung gut wiedergeben wird.Der rechnerische Wert der Durchbiegung überschätzt dieMesswerte. Die maximale Abweichung beträgt ca. 90 mm.

Die Ursache der Abweichung liegt hauptsächlich inder Vernachlässigung der Gitterträger und der Stoßbeweh-rung. Sie stellen eine zusätzliche Bewehrung im Zugbe-reich dar und bewirken ein steiferes System. Die Gitterträ-

Bild 7. Numerisches Modell des zweiten Versuches in DachauFig. 7. Numerical model of the second test setup in Dachau

Bild 8. Vergleich der numerischen und gemessenen Durch-biegungen an der Messstelle V6 (zweiter Versuche)Fig. 8. Comparison of the numerical and measured deflectionsof the test point V6 (second test)

Bild 9. Numerisches Modell des ersten Versuches in DachauFig. 9. Numerical model of the first test setup in Dachau

915



ger und die Stoßbewehrung sind ein lokales Phänomen.Bei der ge wählten Diskretisierung mit Schalenelementenkönnen sie nicht implementiert werden. Somit fallen dieDurchbiegungen in der Simulation zwangsläufig im Ver-gleich zu der Messung geringer aus.

Es kann festgestellt werden, dass der erste Brandver-such von Dachau mit dem hier vorgestellten numerischenModell ebenfalls nachgerechnet werden kann. Das Verfor-mungsverhalten wird wiedergeben, die Werte der Durch-biegung werden aus den genannten Gründen überschätzt.

Insgesamt sind die numerischen Modelle geeignet, dasProblem der Membrantragwirkung abzubilden.

3 Zusammenfassung und Ausblick

In dem DASt-Forschungsprojekt „Nutzung der Membran-wirkung von Verbunddecken im Brandfall“ wurden groß-maßstäbliche Brandversuche durchgeführt. Diese Versuchewurden sowohl thermisch als auch mechanisch mit nicht-linearen Finite-Elemente-Berechnungen simuliert. Bei denthermischen Simulationen konnten sehr gute Ergebnisseim Vergleich zu den Messungen erreicht werden. Dies warallerdings nur möglich, indem von den normativen Forde-rungen der DIN EN 1994-1-2 [14] abgewichen wurde. Wei-terhin konnten Materialkennwerte für ein reaktives Brand-schutzsystem auf Dämmschichtbildnerbasis ermittelt underfolgreich angewendet werden.

In einem weiteren Schritt wurden sequenziell gekop-pelte thermisch mechanische Modelle erarbeitet. Mit diesenModellen wurde das mechanische Verhalten der getestetenDeckensysteme wiedergegeben.

Auf Basis dieser validierten Modelle können nun Pa-rameterstudien durchgeführt werden, um vereinfachte Be-messungsverfahren abzuleiten. Dieser Schritt wird in nochfolgenden Veröffentlichungen der Autoren dokumentiert.

An dieser Stelle sei allen Sponsoren und Unterstützerndieses Projekts nochmals gedankt. Besonderer Dank gilt derAiF und dem DASt sowie den Industriepartnern Max Bögl,ArcelorMittal, Montana Bausysteme, Rütgers Organics, Sika,Xella, Hilti, stahl + verbundbau, Doka, Köco und HBM.

Das IGF-Vorhaben 16142 N/1 der Forschungsverei-nigung Deutscher Ausschuß für Stahlbau e.V. (DASt e.V.,

Sohnstraße 65, 40237 Düsseldorf) wurde über die AiF imRahmen des Programms zur Förderung der industriellenGe meinschaftsforschung und -entwicklung (IGF) vom Bun-desministerium für Wirtschaft und Technologie aufgrundeines Beschlusses des Deutschen Bundestages gefördert.

Literatur

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[11] Hamerlinck, A. F.: The behaviour of fire-exposed compo-site steel/concrete slabs. Eindhoven: TU Eindhoven, 1991.

[12] Hosser, D., Nause, P., Rohling, A., Dorn, T., El-Nesr, O.: Wei-terführende Untersuchungen zum Brandverhalten von guss-eisernen Stützen. Abschlussbericht, Ministerium für Bauen undWohnen des Landes Nordrhein-Westfalen, 1994.

[13] Huang, Z., Burgess, I. W., Plank, R. J.: Modeling MembraneAction of Concrete Slabs in Composite Buildings in Fire. I:Theoretical Development. Journal of Structural Engineering.ASCE, August 2003, pp. 1093–1102.

[14] Deutsches Institut für Normung e. V. (DIN) (Hrsg.): Euro-code 4: Bemessung und Konstruktion von Verbundtragwer-ken aus Stahl und Beton. Teil 1-2: Allgemeine Regeln, Trag-werksbemessung für den Brandfall, (DIN EN 1994-1-2). Ber-lin: Beuth Verlag GmbH, Dezember 2010.

[15] Abaqus: ABAQUS/Standard User’s Manual, Version 6.10,Dassault Systems Deutschland GmbH, 2010.

Autoren dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. Peter Schaumann, [email protected],Dipl.-Ing. Jörg Sothmann, [email protected],Leibniz Universität Hannover, Institut für Stahlbau,Appelstraße 9A, 30167 Hannover

Prof. Dr.-Ing. Dipl. Wirt.-Ing. (NDS) Martin Mensinger,[email protected],Dipl.-Ing. (FH) Martin Stadler, [email protected],Technische Universität München, Lehrstuhl für Metallbau, Arcisstraße 21, 80333 München

Bild 10. Vergleich der numerischen und gemessenen Durch-biegungen an der Messstelle V6 (erster Versuch)Fig. 10. Comparison of the numerical and measured deflec -tions of the test point V6 (first test)

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Fachthemen


Neue europäische luftfahrtrechtliche Bestimmungen sowie der Wunsch nach einer be-deutenden Verkürzung des Transportweges von Notfallpatienten in die Notaufnahme er-forderten am Universitätsklinikum Aachen einen neuen Hubschrauberlandeplatz in expo-nierter Lage. Eine aufregende architektonische Gestaltung, schwierige Montagerand -bedingungen, der Einsatz unterschiedlicher Materialien und Bauarten, wie Stahlbau,Verbundbau, Fertigteilbau, eine Fassade teils aus textiler Bespannung und teils aus auf-wändiger Blechkonstruktion, sowie besondere technische Ausstattungen machten dasProjekt zu einer interessanten Planungs- und Bauaufgabe.

Helicopter base of Universitätsklinikum Aachen, Germany. New European aviation reg-ulations and the request for a significant shortening of the transport route of emergencypatients in the emergency department required a new helicopter base in a prominent lo-cation at the Universitätsklinikum Aachen. The very interesting design and constructiontasks are due to an exciting architectural design, difficult assembly conditions, the use ofdifferent materials and types of construction such as steel, composite and precast con-struction, a façade partly from textile fibre and partly out of complex metal sheets as wellas special technical facilities.

Gestalterisch bewusst konträrzum Klinikgebäude, das in den neun-zehnhundertachtziger Jahren im Stilder technischen Moderne mit Beto-nung der Gebäudetechnik sowie derStrukturen der Stahlbetonfertigteileerrichtet wurde und mittlerweile un-ter Denkmalschutz steht, erhebt sichdie extravagante, schlanke Form desHubschrauberlandeplatzes wie eineausgestreckte rettende Hand in dieHöhe (Bild 1).

Der neue von dem Aachener Architekturbüro OX2architekten ent-worfene Hubschrauberlandeplatz be-steht aus einer ca. 1150 m2 großen,ovalen Start-/Lande-Plattform und ei-nem an der Basisseite angeordneten,nach unten geneigten Erschließungs-bauwerk mit Schrägaufzug, Nottrep-pen, Versorgungs- und Installations-einrichtungen. Die Tragkonstruktionin Stahlbeton-, Stahl- und Verbund-bauweise verschwindet fast vollstän-dig unter einer formgebenden, trans-

Norbert SauerbornJochen Stengel

Hubschrauberlandeplattform Universitätsklinikum AachenHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

1 Einleitung

Für Notfallpatienten des AachenerUniversitätsklinikums dauerte bisherder Zwischentransport vom ebenerdi-gen Hubschrauberlandeplatz in dieNotfallaufnahme bis zu fünf Minuten,weil eine Umbettung in einen Ret-tungswagen und ein 700 m langerZwischentransport erforderlich wa-ren. Dank des neuen Hubschrauber-landeplatzes wird diese Zeitspanneerheblich verkürzt auf unter eine Mi-nute, ein oft überlebenswichtiger Zeit-vorteil. Ein weiteres ausschlaggeben-des Kriterium für den Neubau warenneue europäische Bestimmungen desLuftverkehrs, in denen ein hindernis-freier Anflugwinkel eingefordert wird.Damit soll sichergestellt werden, dassauch bei einem technischen Defekt si-cher aufgesetzt und abgehoben wer-den kann.

Die neue freistehende Plattformin ca. 15 m Höhe mit einer Lande-und einer Parkfläche wurde direkt aufdem stark frequentierten Klinikums-

vorplatz eingeplant. Mit einem über-dachten Schrägaufzug gelingt ein sehrschneller, vor Einflüssen der Witte-rung und der Start-/Landevorgängegeschützter Transport unmittelbar indie Notaufnahme.

DOI: 10.1002/stab.201101494

Bild 1. Neue Hubschrauberlandeplattform nach Fertigstellung (© Andreas Cichowski)Fig. 1. New helicopter base after completion


N. Sauerborn/J. Stengel · Hubschrauberlandeplattform Universitätsklinikum Aachen

luzenten Membranfassade unterhalbvon Plattform und Übergang zum Er-schließungsbauwerk sowie einer mehr-farbig geschuppten Blechfassade, s. a.[1]. Die Ausführungsplanung und dieschlüsselfertige Erstellung erfolgtendurch die Firma stahl + verbundbaugmbh.

2 Tragwerk und Bemessung2.1 Tragwerksbeschreibung

Das Bauwerk besteht aus einer 55 mlangen und 31 m breiten ovalen Platt-form auf einer Stahl-/Verbundtragkon-struktion und einem an den Grund-seite des Ovals angreifenden, schräg

nach unten verlaufenden Erschlie-ßungsbauwerk zur Aufnahme vonSchrägaufzug, Nottreppen und Ver-sorgungsleitungen.

Das Haupttragwerk wird von einem Rahmentragwerk gebildet auszwei schräg angeordneten, V-förmigenFachwerkstützen, den beiden Haupt-trägern aus kastenförmigen Stahlfach-werken (2 m breit, bis 2,3 m hoch) unddem Erschließungsbauwerk. Fachwerk -träger im Abstand von 2,5 m als Quer-träger zwischen den beiden Haupt -trägern und als jeweils seitliche sichzur Spitze verjüngende Kragarme kom-plettieren das Traggerüst der Plattform(s. Bild 2).

Die Plattform selbst besteht auseiner Verbunddecke in BetongüteC30/37. Das Verbundblech über 2,5 mSpannweite ist in der Lage, im Bauzu-stand die Lasten aus Eigengewichtund Verkehr ohne temporäre Unter-stützung abzuleiten. Der Verzicht aufeine Einrüstung ist bei einer Höhevon fast 15 m ein entscheidender Vor-teil. Auf eine planmäßige Verbund-wirkung der Decke mit der Stahlkon-struktion wurde bewusst verzichtet,um Zwängungskräfte zwischen Haupt-tragwerk und Betonplatte zu vermei-den.

Das Erschließungsbauwerk be-steht aus einem im Querschnitt trich-terförmigen Hauptträger (s. Bild 3).In dem V-förmigen Unterteil werdendie Versorgungsleitungen geführt. DerInstallationsbereich wird durch einenZwischenboden getrennt von dem U-förmigen Oberteil, dem Fahrkanal desSchrägaufzugs. Seitlich sind Not- undRevisionstreppenläufe angebracht. DerHauptträger wurde in Stahlbetonfer-tigteilbauweise ausgebildet und verti-kal sowie in Längsrichtung geteilt.Somit wurden die vier Fertigteile biszu 22 m lang und 45 t schwer.

In Querrichtung wurden die Fer-tigteile durch den Zwischenbodenverbunden. Die Längskopplung derFertigteilelemente erfolgte mittelsSpannelementen. Die biegesteife Ver-bindung zu den beiden Fachwerk-hauptträgern des Plattformtragwerkswurde mittels Einbauteilen und Bau-stellenschweißstößen hergestellt.

Aufgrund des inhomogenen Bau-grunds wurden die Stützen der Platt-form auf einer ca. 12 m × 6 m großenund 2,7 m dicken Bodenplatte mit22 Bohrpfählen mit einem Durch-messer von 88 cm gegründet. Unter

Bild 3. Querschnitt ErschließungsbauwerkFig. 3. Cross-section of building for technical services installations

Bild 2. Tragstruktur im CAD-Modell (© Draheim Steel)Fig. 2. Structure modelled in CAD

918



dem Erschließungsbauwerk wurden17 Bohrpfähle angeordnet.

2.2 Verformungen

Das Rahmentragwerk aus V-Stützen,Hauptträgern der Plattform und demTräger des Erschließungsbauwerksdient der horizontalen Gebäudeaus-steifung und der Reduktion der Ver-formungen. Die biegesteife Kopplungzwischen Erschließungsbauwerk undPlattform erfolgte erst nach dem Be-tonieren der Plattform. Dieses Vorge-hen erforderte zwar große Überhöhun-gen der Stahlkonstruktion im Bauzu-stand, bot jedoch den Vorteil, dassdas Rahmeneckmoment zwischen denKastenträgern der Plattform und demErschließungsbauwerk aus Eigenlastdeutlich reduziert wurde und damitauch die horizontalen Rahmenschub-kräfte. Denn durch Auffüllungen istder vorhandene Baugrund nur sehrbedingt zur Aufnahme von Horizontal-lasten geeignet.

Die Durchbiegung an der 35 mauskragenden Plattformspitze beträgtaus Eigenlast der Stahlkonstruktionca. 50 mm, aus Eigenlast der Plattform-decke ca. 100 mm. Diese Verformungs-anteile wurden durch eine Überhöhungder Tragkonstruktion ausgeglichen.Verformungen aus der veränderlichenEinwirkung der Hubschrauber sindsehr gering. Aus der theoretischen, derBemessung zugrunde zu legenden Ver-kehrsflächenlast von 5 kN/m2 ergäbensich in ungünstigster Laststellung ca.150 mm Kragarmdurchbiegung.

2.3 Einwirkungen

Das Tragwerk ist für eine veränderli-che Flächenlast von 5 kN/m2 auf derPlattform nachzuweisen. Für die Platt-formdecke sind jedoch die Einzellas-ten aus Landung auf einem Punkt,z. B. auf der Kufenspitze eines Heli-kopters, bemessungsrelevant. Die Ein-zellasten ergeben sich aus der Nenn-last des Hubschraubers multipliziertmit dem Schwingbeiwert 1,4 und sindauf eine rechnerische Ersatzfläche30 cm × 30 cm an beliebiger Stelle in-nerhalb eines vorgegebenen und mar-kierten Landungsbereichs anzusetzen.Die Plattform ist auszulegen für einenHubschrauber K3 mit 12 t Eigenlastund einen der Kategorie K2 mit 6 t.

Für die Decke ist der Nachweisder Einzellast vor allem maßgebend

für die Schubtragfähigkeit. Um aufeine flächendeckende Schubbeweh-rung verzichten zu können, wurdedie Decke in 20 cm Dicke ausgeführt,im Bereich von K3 wurde die De-ckendicke auf 24 cm erhöht. Darüberhinaus ist als außergewöhnliche Last-kombination eine sogenannte harteLandung nachzuweisen. Hierzu isteine Ersatzeinzellast, die sich aus derMasse m des Helikopters aus F =100√––m ergibt, an beliebiger Stelle aufeine Fläche der Größe 2 m × 2 m an-zusetzen.

3 Installation und technische Ausstattung

3.1 Allgemeines

Im Erschließungsbauwerk werden indem V-förmigen Medienkanal unter-halb des Schrägaufzugs die Installa -tions- und Versorgungsleitungen ein-schließlich Löschmitteldruckleitungenund Rohrleitungen für die Plattform-heizung geführt. In dem nach obenabschließenden Deckel in Massivfer-tigteilbauweise sind Revisionsöffnun-gen angeordnet (s. Bild 3).

Die Erschließung geht oben inden Flucht- und den Revisionstunnelüber, die innerhalb der beiden kasten-förmigen Hauptfachwerkträger derPlattform angeordnet wurden. Deshalbsind die Untergurtebenen der Haupt-binder mit durchgehenden Platten ausVerbundblechen mit Aufbeton ver -sehen. Zwischen den Untergurten derHauptträger wurde eine Gitterrost-bühne ausgeführt.

3.2 Anforderungen an Plattform

Die Betondecke der Plattform erfülltdie hohen Anforderungen aus demluftfahrtrechtlichen Bereich (z. B.Dichtigkeit und Widerstandsfähigkeitgegen Kerosin). Eine hochwertige riss-überbrückende Beschichtung mitrutschhemmender Hartstoff-Einstreu-ung und Verschleißschicht (OS10) bil-det den oberen Abschluss.

Um eine ganzjährige Einsatzfä-higkeit sicher zu stellen, ist in die ge-samte Plattformfläche eine Flächen-heizung integriert. Die mit einem Was-ser-Glykol-Gemisch gefüllten Heiz-rohre sind für eine Leistung von biszu 300 W/m2 ausgelegt.

Der Deckenrand wird in ca.25 cm Höhe von einem umlaufendenStahlrundrohr als Überrollschutz

(„Leitplanke“ für Hubschrauber) ein-gefasst. Da ein Randgeländer Start-und Landevorgänge gefährden würde,wird die Plattform von einem 1,5 mbreiten umlaufenden Personenauffang-netz aus Edelstahl als horizontale Ab-sturzsicherung umspannt. Es ist annach vorne spitz zulaufenden Krag -armschwertern befestigt, die an einenumlaufenden Stahlhohlkasten H/B =360/200 mm anschließen.

3.3 Anforderungen aus Havariefall

Als Sicherheitsvorrichtung bei einemeventuellen Start-/Landeunglück wareine Brandlöschanlage anzuordnen.Von dem Dienstraum im Kopf des Er-schließungsbauwerks können zweiLöscheinrichtungen gesteuert werden.Sie werden mit Löschschaum gespeist.Aufgrund der hohen Leistungsanfor-derung, dass innerhalb von 30 Sekun-den mit dem Löschvorgang begonnenwerden kann, konnten keine Trocken-leitungen ausgeführt werden. Stattdes-sen mussten Druckrohrleitungen in-stalliert werden, in denen ein ständi-ger Betriebsdruck von 10 bar aufrechterhalten werden muss. Aufgrund deskorrosiven Mediums sind diese ausEdelstahl. Die ganzjährige Einsatzbe-reitschaft wird mittels Begleitheizungsichergestellt.

Zur Entfluchtung ist einer derbeiden kastenförmigen Hauptträger alsFluchttunnel mit rauchdichten Gips-kartonwänden ausgebildet. Der Flucht-tunnel mündet in die Nottreppe desErschließungsbauwerks. Die Trenn-wand zum Aufzug ist in R30-Qualitätausgeführt. An die Treppe auf der an-deren Seite des Schrägaufzugs sowiean den anschließenden Revisionstun-nel sind keine Brandschutzanforde-rungen gestellt. Die Betonplatte derPlattform und die Umfassungswändedes Medienkanals im Erschließungs-bauwerk mussten konstruktiv für eineR90-Anforderung ausgelegt werden.

4 Fertigung und Montage der Tragkonstruktion

Die Bauarbeiten unmittelbar vor demHaupteingang erforderten eine Teil-sperrung des Vorplatzes sowie eineVerlegung des Taxistandes und einerBushaltestelle.

Nach den Erd- und Gründungs-arbeiten wurden auf den Einbauteilender Bodenplatte die beiden Schräg-



stützen frei auskragend montiert. An-schließend wurden die unteren Teileder beiden Stützen bewehrt und alsSockel ausbetoniert (Bild 4). Dadurchwird im Endzustand die Steifigkeitder Stützen erheblich erhöht und derAnprallschutz konstruktiv sicher ge-stellt. Um die Stützenlasten bis ca.11 MN wirtschaftlich und mit gerin-gen Stützenabmessungen aufzuneh-men, wurden die Gurte der Fachwerk-

stützen als betongefüllte Rundrohr-verbundstützen nach dem s+B-Stützen-system [2] ausgebildet. Die Bewehrungwurde bereits in der Fertigungswerk-statt in die Rohre eingeführt und inder Lage gesichert. Das Ausbetonie-ren erfolgte nach ihrer Montage.

Im Anschluss daran erfolgte dieMontage der röhrenförmigen Längs-fachwerkträger in vier Teilen. Die Bau-teile wurden am Boden einschließlich

der Holorib-Bleche in den Untergurt-ebenen vormontiert. Gleichzeitig wur-den zwei Rüsttürme zur Hilfsunter-stützung der beiden im Endzustandauskragenden Hauptträger errichtetsowie ein Rüstturm am ÜbergangHauptträger zu Erschließungsbau-werk. Das Einheben der bis zu 30 tschweren Hauptfachwerkteile erfolgteim Doppelhub mittels Mobilkranen(Bild 5). Da zwei der vier Teile direktüber die stark befahrene Klinikzu-fahrt ragen, erfolgte deren Montage inden Nachtstunden nach Vollsperrungder Straße. Anschließend wurden dieQuerträger der Plattform und der um-laufende Randträger sukzessive mon-tiert. Insgesamt wurden ca. 350 t Pro-filstahl in den Materialgüten S235und S355 verbaut.

Die Montage der vier Fertigteiledes Erschließungsbauwerkes wurdeparallel zur Stahlkonstruktion durch-geführt. Hierzu wurde ein vierter Rüst-turm im Anschlusspunkt zwischenunteren und oberen Fertigteilen auf-gestellt. Die beiden oberen Fertigteilewurden nach der Montage der Fach-werklängsträger aufgelegt. Dann wur-den die unteren und oberen biegesteifverspannt und der Rüstturm unterder Koppelstelle entfernt.

Zur konstruktiven Reduktion desRahmenmomentes zwischen Erschlie-ßungsbauwerk und den Hauptträgernder Plattform wurde der biegesteifeKraftschluss möglichst spät durchge-führt. Zuerst wurden die Rüsttürmean den Kragarmspitzen abgebaut unddurch Abspannungen nach unten er-setzt. Dann wurde der letzte Rüstturmzwischen Erschließungsbauwerk undHauptträgern rückgebaut und diePlattformdecke betoniert. Erst danachwurde die Rahmenecke biegesteif kurz-geschlossen und die Abspannungenentfernt. Während des Montagepro-zesses mit dem Rückbau der Rüststüt-zen wurden zu jedem Montageschrittdie horizontalen und vertikalen Ver-formungen gemessen und mit denvorab rechnerisch ermittelten vergli-chen. Abschließend wurden umlau-fend zur Plattform Überrollschutz,auskragende Schwerter und Fangnetzemontiert (Bild 6).

5 Fassade5.1 Allgemeine Vorbemerkungen

Die Tragkonstruktion wird von derBlechverkleidung und der textilen

Bild 5. Einheben der Hauptträger mittels Doppelhub (© Andreas Cichowski)Fig. 5. Lifting of main girders by two cranes

Bild 4. Montage der V-förmigen Fachwerkstützen der Plattform (© Andreas Cichowski)Fig. 4. Assembly of the V-shaped framework columns of the platform

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Fassade fast vollständig umhüllt. Diedreidimensionale Gesamtstruktur er-forderte eine koordinierte ganzheitli-che Planung der Blech- und Textilfas-sade und der Unterkonstruktion ausStahl und Beton. Die insgesamt vierModelle der unterschiedlichen tech-nischen Planer für Tragstruktur (Stahl-und Betonkonstruktion), Blechfas-sade, Membranfassade und Architek-tur waren regelmäßig auf ihre Ver-träglichkeit untereinander und auchauf ihr Gesamtbild zu prüfen und ge-gebenenfalls mussten, in Absprachemit der Bauherrenseite, Anpassungenvorgenommen werden.

5.2 Membranfassade

Aufgrund dezidierter Formvorgabenmit starken Einschnürungen (z. B.

Taillierung im oberen Bereich derStützen zur Betonung der Schlank-heit der Konstruktion) einerseits undwechselnden Krümmungsradien an-dererseits konnte der ursprünglicheGedanke nach einer homogenen, rei-nen Membranform (Seifenhautprin-zip) nicht durchgehend umgesetztwerden. Zur Formfindung wurden des-halb verschiedene Varianten unter-sucht. Ein formunterstützendes Grat-seil je Stütze konnte ebenso wenigdie Formvorgabe befriedigen wie eineKombination aus biegesteifem, run-dem Stahlrohr und zwei Gratseilen.Schließlich kristallisierte sich eine Lö-sung mit fünf gebogenen Gratrohrenals Optimum aus technisch möglicherFormgebung und Wirtschaftlichkeitheraus (s. Bilder 7 und 8). Die textileFassade aus PTFE-beschichtetem Glas-

faserwerkstoff wird somit je Stützen-fuß aus fünf Membranfeldern gebildet.

Die Aluminium-Kederschienenwurden vom Textilhersteller entspre-chend den Maßvorgaben des Rechen-modells räumlich gekrümmt herge-stellt und in die Stahlbauwerkstatt ge-liefert. Hier dienten sie als Schablonenfür die Herstellung der gekrümmtenRohre der Fassadenunterkonstruktion.Nach Pulverbeschichtung der Stahl-unterkonstruktion wurden die Keder-schienen auf die Gratrohre geschraubt.Zum Feinausgleich von Fertigungs-und Montagetoleranzen wurden dieKederschienen bei Bedarf unterfüt-tert. Anschließend erfolgte die bausei-tige Montage auf die Primärkonstruk-tion mittels Schweißstößen.

Erst dann wurde ein örtlichesAufmaß durchgeführt. Auf dessen Ba-sis und unter Berücksichtigung derVorspannkräfte sowie des materialab-hängigen Dehn- und Relaxationsver-haltens erfolgte die Konfektion derMembran. Werkseitig wurden die Ge-webefelder aus 1,5 m breiten Bahnengeschweißt und die Keder an denRändern eingefasst. Vor Ort wurdendie Textilfelder an den Stützenfüßen,den Schmalseiten der Gewebefelder,in die Führungsschienen eingeführtund nach oben gezogen. Dann wur-den die Membranfelder am oberenPlattformrand und am unteren Stüt-zenring mittels Spannschrauben vor-gespannt. Abschließend, nach Einzie-hen aller Felder, wurden noch verblie-bene Falten mittels dosierter Wärme-behandlung herausgezogen.

Bild 6. Fertig gestellte Stahlkonstruktion (© Andreas Cichowski)Fig. 6. Completed structural steelwork

Bild 7. Formfindung der Textilfassade: links: Membranform, rechts: Ausführung mit formgebender Unterkonstruktion, inblau Grundform aus ArchitekturplanungFig. 7. Form finding of textile façade: left: membrane, right: with shaping substructure, in blue colour: base form of architectural design



5.3 Blechfassade

Das Erschließungsbauwerk schließtan den Seiten und oben mit einervierfarbigen, grüngelben Blechfassadeab. An der Unterseite bleibt es offen.Die Blechbekleidung wird aus drei-ecksförmigen Aluminium-Verbund-platten gebildet, die in der Höhe über-lappend auf einer gesonderten Sekun-därkonstruktion aufgebracht wurden.Jede der ca. 240 Platten besitzt ein imSiebdruckverfahren erstelltes eigenesFarbmuster. Der umlaufende Randder Plattform wurde mit den gleichenElementen eingefasst. Die hohen opti-schen Anforderungen erforderten auchhier ein Höchstmaß an Genauigkeitund Verarbeitungsqualität. Auf Bild 9ist die Montage der Fassade erkenn-bar. Die sich überlappenden Tafeln

sind geschuppt angeordnet und bildenkeine wetterfeste Einhausung. Hierzuwurde eine darunterliegende Blech-schale aus Trapezblechen ausgebildet.

6 Zusammenfassung

Die neue Hubschrauberlandeplattformdes Universitätsklinikums Aachenwurde in kurzer Planungs- und Aus-führungszeit realisiert. Es entstand einBauwerk in außergewöhnlicher For-mensprache mit sehr hohen optischenAnforderungen und technischen He-rausforderungen. Der Koordinationder unterschiedlichen Gewerke undderen Planer (z. B. Stahlbau, Stahlbe-tonfertigteile, Ortbeton, Blechfassade,Membran, Haustechnik) sowie demAbgleich mit den Planern des Bau-herrn kam eine große Bedeutung zu.

Baubeginn war im Frühjahr 2010. ImSommer 2011 konnte die Plattformübergeben werden.

Am Bau Beteiligte:Bauherr:Universitätsklinikum Aachen, vertre-ten durch den Bau- und Liegenschafts-betrieb NRW, AachenArchitekt:OX2architekten, AachenProjektsteuerung:Borgmann Architekten und IngenieureGmbH, AachenAusführungsplanung und schlüssel-fertige Erstellung:stahl + verbundbau, gesellschaft fürindustrielles bauen mbh, DreieichEntwurfs- und AusführungsplanungTragwerk:Draheim Steel GmbH, AachenPrüfingenieur:Prof. Dr.-Ing. Jürgen Güldenpfennig,Aachen

Literatur

[1] Heiß, M.: Markanter Hubschrauber-landplatz symbolisiert als „rettendeHand“. Allgemeine Bauzeitung Nr. 2,14. 01. 2011.

[2] Sauerborn, N.: Die Verbundbautech-nik – Überblick über Bemessung undAusführung. Aus s+v Planungssoftware,stahl + verbundbau gmbh, www.stahl-verbundbau.de, 2004.

Autoren dieses Beitrages:Dr.-Ing. Norbert Sauerborn, Prokurist, Leiter Technisches Büro,Dr.-Ing. Jochen Stengel, Geschäftsführerstahl + verbundbau gmbh, Im Steingrund 8, 63303 Dreieich,[email protected]

Bild 8. Textilfassade: formgebende Stahlrohrkonstruktion und Darstellung der BespannungFig. 8. Textile façade: shaping tubular construction and illustration of the clothing

Bild 9. Montage Blech- und TextilfassadeFig. 9. Assembly of metal deck and textile façade

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Fachthemen


Das Bronzegeläut der Dresdener Kreuzkirche aus dem Jahr 1899gilt mit 28,5 t als eines der schwersten erhaltenen GroßgeläuteDeutschlands. Auf engstem Raum wird das fünfstimmige Geläutvon einem stählernen Glockenstuhl getragen. Nach einer Begut-achtung wurden dessen Schäden als so gravierend eingestuft,dass im März 2009 aus Sicherheitsgründen ein Läuteverbot erteiltwurde. Zudem vermutete man, dass durch den Glockenbetrieberhebliche Rissschäden am Kirchturm entstanden waren. Im fol-genden Beitrag werden nach einem geschichtlichen Rückblickund der Zustandsanalyse die Planungsschritte bis zur Revitalisie-rung des Glockenstuhls beschrieben.

The revitalization of the bell frame of the Dresdener Kreuzkirche,Germany. The bronze church bells of the Dresdener Kreuzkirche,dated from 1900, are some of the heaviest preserved in Germany.The steel frame of the fife-voice peal is located in a bell chamberwith a minimum of space. After an inspection of the steel structurethe damages have been classified such as serious, that startingfrom the 9th of March 2009 bell ringing was forbidden. In additionit was suspected, that significant cracks at the church tower werecaused by ringing. After an historical reviewand the analysis of current state the follow -ing article describes the planning stages upto the revitalization of the bell frame.

1 Geschichtlicher Rückblick

Die Kreuzkirche am Altmarkt in Dres-den gilt mit 3100 Sitzplätzen als evan-gelische Hauptkirche der Stadt. Ihreheutige äußere Gestalt erhielt sie 1764bis 1792, als der Rat der Stadt sie nachder Zerstörung im Siebenjährigen Kriegim spätbarocken-klassizistischen Stilwieder aufbauen ließ. Die dreischiffigeBasilika besitzt einen 92 m hohen Turmüber dem Westportal [1]. Etwa auf hal-ber Höhe befindet sich die Glocken-stube (Bild 1).

Nachdem die Kirche 1897 durcheinen Fehler in der Heizanlage aus-brannte und der Dach- und Glocken-stuhl zerstört wurden (Bild 2), ent-schied man sich bei den Rekonstruktio-nen dafür, beide Tragwerke aus Stahl

auszuführen [2]. Dem damaligen Trend zu schwereren Aus-führungen folgend, wurde das zuvor vierstimmige Ge läutmit einem Gesamtgewicht von 9,6 t durch ein Fünfstimmi-ges mit einem rund dreimal höheren Gewicht von 28,5 t er-setzt. Hersteller dieses Bronzegeläutes war die Glocken -gieße rei Franz Schilling in Apolda (Bild 3). Es ist nach den-jenigen des Kölner Doms (11 Glocken mit 52,2 t,Glockenstühle aus Stahl) und des Konstanzer Münsters (19Glocken mit 35,5 t, Glockenstühle aus Stahl und Holz) dasDrittgrößte Deutschlands. Im Unterschied zu den schwere-ren Ge läuten, bei denen die Glocken auf mehrere Felderbzw. Türme und Teilgeläute aufgeteilt sind, liegen alle Glo-cken der Kreuzkirche in einer vertikalen Ebene zwischenfachwerkartig ausgebildeten Scheiben (Bilder 4 und 6). ZurUnterbringung des Stahltragwerkes musste die Glocken-stube vergrößert werden. Hierzu wurden unter teilweisemRückbau der vorhandenen Bausubstanz die Traversen un-ter dem Glockenstuhl um 1,5 m tiefer gelegt und derkuppel artige Raum örtlich nach oben erweitert [3].

Die Revitalisierung des Glockenstuhls der Dresdener KreuzkircheHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Richard StroetmannLea KuhnenSven Schneider

DOI: 10.1002/stab.201101495

Bild 1. Kreuzkirche Dresden, Vorder-ansichtFig. 1. Kreuzkirche Dresden, frontview

Bild 2. Kirchenbrand am 16. Februar1897Fig. 2. Burn of the church at 16th Feb-ruary 1897

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R. Stroetmann/L. Kuhnen/S. Schneider · Die Revitalisierung des Glockenstuhls der Dresdener Kreuzkirche


Als die Stadt Dresden während des Luftangriffs am13. Februar 1945 stark zerstört wurde, brannte die Kreuz-kirche vollkommen aus (Bild 5). Der Kirchturm mitsamtseinem Glockenstuhl und dem Geläut blieb stehen. Ob-wohl im Ersten und Zweiten Weltkrieg viele Glocken ein-geschmolzen wurden, um die Bronze der Rüstungsindustriezuzuführen, überstanden die Bronzeglocken beide Welt-kriege. Heute zählen sie zu einem der wenigen noch er hal -tenen Großgeläute des 19. Jahrhunderts in Deutschland.

2 Motivation und Anlass zur Revitalisierung

Beginnend ab dem 9. März 2009 erließ die Leitung derevangelischen Kreuzkirche ein Läuteverbot. Die Schädenan dem stählernen Glockenstuhl wurden nach einer Be-gutachtung als so gravierend eingestuft, dass die Gemein -de bereits von der Notwendigkeit eines Austausches aus-gehen musste. Dabei wurde der Neubau einer Holzkon-struktion in Erwägung gezogen [4].

Nachdem die Presse hierüber informierte, wurde dasInstitut für Stahl- und Holzbau der TU Dresden auf dieProbleme des historischen Tragwerks aufmerksam. Es folg-ten Gespräche mit Verantwortlichen der Kreuzkirchenge-meinde und die Inaugenscheinnah me des Glockenstuhlsdurch das Institut. Über den Zustand und die notwendigenMaßnahmen zur Instandsetzung wurde eine Diplomarbeitangefertigt, die zum Ergebnis kam, dass eine Sanierung desGlockenstuhls mit moderatem Aufwand möglich ist [5].

3 Die Tragkonstruktion des Glockenstuhls

Der Glockenstuhl mit einer Grundfläche von 3 × 11 mund einer Höhe von 10 m füllt die Glockenstube (Grund-fläche von 4 × 11,4 m) beinahe vollständig aus. Die Stahl-konstruktion steht auf vier Querträgern, die über Ausspa-

rungen im Mauerwerk die Auflagerkräfte in den Kirch-turm einleiten (vgl. Bild 6).

Die Glocken hängen an Traversen zwischen zwei inNord-Süd-Richtung ausgerichteten Fachwerkscheiben indrei verschiedenen Höhenlagen. In der obersten schwingtdie gro ße Glocke 1 mit einem Gewicht von 11,51 t. Unterihr befinden sich die beiden kleinen Glocken 4 und 5 mitGewichten von 3,25 und 1,95 t. Die Glocken 2 und 3 hän-gen mit einer Masse von 6,83 und 4,93 t in der unterstenEbene.

Mit Ausnahme der Queraussteifungen werden alleFachwerkstreben durch zwei zusammengesetzte paralleleU-Profile gebildet. Diese sind in den Knotenpunkten überNiete und Schrauben an Knotenbleche angeschlossen.Die Aussteifungselemente be stehen hauptsächlich aus ein-fachen U-Profilen, vereinzelt auch aus L-Profilen. Die An-ordnung der Schrauben und Niete lässt darauf schließen,dass die Knotenbleche im Werk an die Profile genietetund das Stahlskelett auf der Baustelle mit Schrauben zu-sammengefügt wurden.

4 Bestandsaufnahmen und Zustandsanalyse

Die Unterlagen zum Glockenstuhl wurden kurz vor Be-ginn des Zweiten Weltkriegs vom Stadtarchiv an dieKreuzkirche überführt. Der Kirchenbrand 1945 zerstörteeinen Teil des Archives, so dass dort Ausführungspläneund technische Detailzeichnungen des Glockenstuhls nichtmehr vorlagen. In den Beständen des Kirchenarchivs be-fanden sich hauptsächlich Briefwechsel, die das Herstel-len und Läuten der Glocken betreffen. Für die Instandset-zungsplanung konnten Informationen zur Läuteordnungund des Korrosionsschutzsystems genutzt werden. Da1973 bei der Enteignung der Glockengießerei Schilling inApol da ebenfalls die Archive vernichtet wurden, standenauch über diesen Weg weder Pläne vom Glockenstuhl,

Bild 5. Innenraum der Kreuzkirche nachdem Luftangriff 1945Fig. 5. View inside of the Kreuzkircheafter the air strike 1945

Bild 3. Königlicher HofglockengießerFranz Schilling, ApoldaFig. 3. Franz Schilling from Apolda, bellcaster at the royal court

Bild 4. Historisches Plakat des Glocken-stuhlsFig. 4. Historical poster of the bellframe

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noch der Längsschnitte (Rippen) der fünf Glocken zur Ver-fügung.

Die Walzprofile des Glockenstuhls tragen den einge-prägten Herstellernamen „Peiner Walzwerk“. Die Umstel-lung der Stahlerzeugung von Puddelstahl auf Thomas-stahl erfolgte beim Walzwerk Peine im Jahr 1882. Erst imJahr 1900, als der Glockenstuhl bereits in Betrieb genom-men wurde, begann das Walzwerk mit dem Bau eines Sie-mens-Martin-Stahlwerkes [6].

Die Glockenstube hat an der Nord- und Südseite je-weils eine Fensteröffnung, durch die der untere Bereichdes Glockenstuhls bei Schrägregen der direkten Bewitte-rung ausgesetzt ist. Im Jahr 1987 erhielt das Tragwerknachträglich einen Korrosionsschutz in Form einer vierla-gigen Alkhydharzbeschichtung. Schwer zugängliche Stel-len, wie beispielsweise die Profilrücken der aus zwei U-Profilen zusammengesetzten Fachwerkstreben, wurdendabei ausgespart. Dort hatte sich leichte Flächenkorrosiongebildet. Vereinzelt fehlte die oberste Schicht des Schutz-anstrichs. Gravierende großflächige Korrosionsschädengab es nicht. In der unteren Ebene befanden sich an meh-reren Knotenpunkten partielle Schadstellen in Form vonSpaltkorrosion. Die Fugen wurden um bis zu 10 mm aus-einander getrieben, so dass in diesen Bereichen teilweiseSchrauben abgesprengt waren (Bild 7d).

Das Angebot der Glockengießerei Schilling sah fürdie Kreuzkirche Glocken mit einem Gesamtgewicht von26,30 t vor. Schließlich wurden sie jedoch um insgesamt2,16 t schwerer, die Glocken 2 bis 5 hatten höhere Ge -wichte. Die Klöppel erhielten lange Überhänge. Aufgrundder Platzproble me beim Läuten wurden bei vier Profi lender Vertikalverbände Aussparungen vorgenommen (Bil-der 7a und 7c).

Die Tragkonstruktion wies teilwei se Deformationenauf. Beispielsweise lag der Profilverlauf des mittleren Hori -zontalverbandes der Ebene 0 (Bild 7b) um bis zu 6 cm ausder Ebene. Profilrücken lagen nicht parallel zueinander,Flansche wiesen örtliche Deformationen auf.

Im Zuge der Bestandsaufnahme wurde die Geome-trie des Glockenstuhls neu vermessen. Es wurden Pro fil -typen, Querschnittsabmessungen, Blechdicken, Schrauben-und Nietdurchmesser, Anschlusskonfigurationen und Scha-densbilder aufgrund von Korrosion, Deformationen undQuerschnittsschwächungen als Grundlage für die Nach-rechnung der Konstruktion und die Sanierungsplanungaufgenommen.

Zur Berechnung der Kräfte beim Läuten ist die Kennt-nis der Schwerpunktlage der Glocken erforderlich. Anga-ben hierzu lagen nicht vor. In [7] werden Formbeiwertezur Verfügung gestellt, mit denen der Schwerpunkt vonGlocken berechnet werden kann. Über ihr Nominal (Haupt-ton der Glocke), den Durchmesser, das Eigengewicht, denLäutewinkel und die Klöppelanschlagszahl werden Glo-cken als sehr leicht, leicht, mittelschwer, schwer oder sehrschwer eingestuft. Diesen Kategorien werden unterschied-liche Formbeiwerte zugeordnet. Sie gelten für Glocken, diean schlanken, geraden Jochen schwingen. Bei der Kreuz-kirche sind jedoch alle Joche gekröpft, d. h. die Schwere-achse der Joche und die Drehachse liegen versetzt zuei-nander. Um die Auswirkungen dieser Kröpfungen beurtei-len zu können, wurden exemplarisch zwei Glockenaufgemessen. Die Außenkonturen wurden photogramme-trisch vom Institut für Photogrammmetrie der TU Dres-den aufgenommen. Sie wurden über Messmarken auf denGlocken und Aufnahmen aus verschiedenen Winkeln in einem dreidimensionalen Koordinatensystem bestimmt

Bild 6. Modell des GlockenstuhlsFig. 6. Model of the bell frame

925



Der Vergleich der nach [7] ermittelten Abstände zwi-schen Schwerpunkt und Drehachse gegenüber den geome-trisch bestimmten Werten zeigte mit Abweichungen vonmax. 3 cm eine gute Übereinstimmung, so dass für die üb-rigen Glocken ebenfalls die Berechnung nach [7] erfolgte.

(Bild 8). Die inneren Konturen wurden von Hand mittelsLot und Schnur aufgenommen. Durch das Verknüpfenvon Innen- und Außenkontur lagen die Querschnitte (Rip-pen) fest, für die dann die Schwerpunkte ermittelt wur-den.

Bild 7. Ausgewählte Schäden: a) Entfernte Flansche am Vertikalverband, b) Verformungen des Horizontalverbandes in

Ebene 0, c) durchtrennter Verbandspfosten, d) Spaltkorrosion und abgeplatzte Schrauben Fig. 7. Selected damages: a) removed flanges at a vertical bracing, b) plastic deflections of a horizontal bracing in plane 0,

c) spitted bracing post, d) crevice corrosion and chipping screws

a)

b)

c)

d)

Bild 8. Erzeugung des Vo-lumenmodells einer Glocke:a) Erkennung der Punkt-marken nach dem EDV-Durchlauf, b) Volumenmo-dell von Glocke 2Fig. 8. Generating the solidmodel of a bell: a) Compu-ter-aided detecting of thetarget points, b) solid modelof bell 2

a) b)

926



5 Schwingungsuntersuchungen am Kirchturm

Da das Mauerwerk des Kirchturms erhebliche Risse auf-weist, war zu überprüfen, ob die dynamischen Einwirkun-gen aus den Glockenschwingungen diese hervorgerufenoder hierauf einen bedeutenden Einfluss haben. Das Läu-ten einer Glocke führt zu perio-disch wirkenden Lasten,deren zeitlicher Verlauf sich aus der Überlagerung mehrerharmonischer Teilschwingungen zusammensetzt (Bild 10).Bei Glockentürmen kann es dazu kommen, dass die dritteharmonische Teilschwingung im Bereich der Eigenfrequenzdes Turmes liegt und diesen zu resonanten Schwingungenanregt. Neubauten werden darauf ausgelegt, dass ein Re-sonanzabstand von mindestens 10 % eingehalten wird. Wei-sen die dritten Teilschwingfrequenzen aller Glocken die senMindestabstand auf, bleiben die dynamischen Beanspru-chungen des Turmes im Allgemeinen unterhalb kritischerWerte (vgl. [8]).

Bei bestehenden Glockentürmen werden zur Bestim-mung der Eigenfrequenzen wegen unvermeidbarer Model-lungenauigkeiten in der Regel Schwingungsmessungendurchgeführt. Hinweise hierzu enthält DIN 4178 [8]. Beider Kreuzkirche wurden in den Hö henlagen 62,9 m, 51,1 m,41,5 m und 33,5 m insgesamt fünf Messpunkte über denTurm verteilt angeordnet, so dass aus den Messergebnis-sen auch die Eigenformen bestimmt werden konnten ([9],Bild 9). Hierzu erfolgte die Anregung der Struktur in undsenkrecht zur Läuterichtung mit einer Unwuchtmaschine.Darüber hinaus wurden die Schwingungsantworten in-folge Glockenläuten und Umgebungsunruhe durch Wind -anregung und Bodenerschütterung aufgenommen.

Die messtechnischen Untersuchungen ergaben, dassdie kleinste Glocke 5 die Eigenfrequenz des Turmes quer

zur Läuterichtung von 1,27 Hz trifft. In Läuterichtung wur-den 1,66 Hz gemessen. Da der Turm quer zur Läute rich -tung Risse aufweist, stellte sich die Frage, ob die Ursachehierfür Resonanzschwingungen waren.

Die Frequenzabstimmung ist kein absolutes Kriterium.Bei balkenartigen Strukturen mit resonanznahen Schwin-gungen ist die Schwinggeschwindigkeit proportional zurmaximalen Beanspruchung. DIN 4178 gibt als Orientie-rungswert für Glockentürme 3 mm/s im obersten Turmge-schoss an (s. Tabelle 1). Bei Einhaltung dieses Wertes sindnach bisherigen Erfahrungen keine weiteren dynamischenUntersuchungen erforderlich. Dabei wird allerdings voraus-

Bild 9. Normierte Schwingeigenformendes KirchturmsFig. 9. Normalized natural modes of thechurch tower

Bild 10. Zeitlicher Verlauf der Erregerkräfte H1 und V1 beimBetrieb der Glocke 1Fig. 10. Time course of the excitation forces H1 and V1 atringing bell 1

927



gesetzt, dass der Turm keine standsicherheitsbeeinträchti-gen Mängel aufweist. Die Schwingungsanalyse des Glocken-turms der Kreuzkirche ergab eine maximale Schwingge-schwindigkeit von 0,44 mm/s. Dieser Messwert liegt weitunter dem Orientierungswert der DIN 4178.

Nachdem erste Ertüchtigungsmaßnahmen am Glo-ckenstuhl bereits ausgeführt waren, wurden wegen derRisse am Turmmauerwerk an einem zweiten Messterminergänzend zu den Schwinggeschwindigkeiten die Rissbe-wegungen beim Läuten überprüft [10]. Dies erfolgte mitRisssensoren für den gezielten Betrieb einzelner Glockensowie den gemeinsamen Betrieb aller Glocken unter ver-schiedenen Läutewinkeln. Durch die Variation der Läute-winkel sollten Veränderungen der Schwingungsantwortenund mögliche Reserven aufgezeigt werden. Beim gemein-samen Läuten aller Glocken unter Läutewinkeln bis 52°ergab sich eine maximale resultierende Schwinggeschwin-digkeit von 0,83 mm/s (0,79 mm/s in Läuterichtung und0,26 mm/s senkrecht dazu). Die gemessenen Rissbewegun-gen von max. 0,06 mm bestätigten die niedrigen Schwin-gungsantworten des Glockenturms, so dass bei der weite-ren Planung von einem untergeordneten Einfluss ausge-gangen werden konnte.

6 Statische und dynamische Berechnungen des Glockenstuhls

6.1 Einwirkungen

Die Lagerkräfte der Joche wirken bei Glockenbetrieb alszeitlich veränderliche Erregerkräfte. Diese werden nachDIN 4178 näherungsweise isoliert vom Kirchturm be-stimmt. Der Nachweis im GZT erfolgt mit statischen Er -satzlasten. In Abhängigkeit des Läutewinkels ergeben sichfür jede Glocke maximale horizontale und vertikale Erre-gerkräfte. Aufgrund des zeitlich versetzten Auftretens las-sen sich je zwei Lastfälle unterscheiden, die entsprechenddem Glockenbetrieb zu überlagern sind: zum einen das al-leinige Wirken der maximalen Vertikalkraft, zum anderendie Kombination aus maximaler Horizontalkraft und zu-gehöriger Vertikalkraft (s. Bild 10 und Gln. (1) bis (3)).

(1)

(2)

(3)

mitGn Gewicht der n-ten Glocke einschließlich Jochcn Formbeiwert (c = m · s2/(Is + m · s2), s Schwerpunkt-

abstand der Glocke zur Drehachse, m Masse vonGlocke und Joch, Is Massenträgheitsmoment vonGlocke und Joch, bezogen auf die Schwereachseparallel zur Drehachse)

αn Läutewinkelλ (αn) Bezugswert der horizontalen

bzw. vertikalen Glockenlagerkraft in Abhängigkeitdes Läutewinkels (siehe [8], Bild 4)

Um die Beanspruchungskollektive der relevanten Konstruk-tionsdetails bestimmen zu können, wurden für die Er mü -dungsnachweise die zeitlich veränderlichen ErregerkräfteHn(t) und Vn(t) bestimmt. Diese enthalten aufgrund der

max ( )maxH c Gn n n h n= ⋅ ⋅ λ α

max ( )maxV c G Gn n n v n n= ⋅ ⋅ +λ α

zug V c G Gn n n zug v n n= ⋅ ⋅ +λ α( )

Tabelle 1. Orientierungswerte für Schwinggeschwindigkeitenbei Glockentürmen [8]Table 1. Guide values of permissible vibration velocities ofbell towers [8]

Bauart Orientierungswert ν [mm/s]

historische Türme, allgemein 13

historische Holztürme 15

Türme aus Ingenieurmauerwerk 15

Türme aus Ingenieurholzbau 18

Türme aus Stahlbeton 18

Stahltürme 10

Bild 11. Erregerkräfte H und V beim Läuten aller Glocken (Plenum läuten)Fig. 11. Excitation forces H and V at ringing of all bells (plenary ringing)

928



großen Läutewinkel neben dem Einfluss der Grundschwin-gung auch Teilschwingungen höherer Ordnung. Die resul-tierenden Kräfte ergeben sich durch Überlagerung ent-sprechend den Gln. (4) und (5) (s. [8]). Für die Nachrech-nung des Glockenstuhls der Kreuzkirche wurden die 19verschiedenen Glockenkombinationen der Läuteordnungaus dem Jahr 1957 simuliert (s. Bild 11, Plenum läuten)und den Ermüdungsnachweisen zugrunde gelegt.

i = 1, 3, 5, … (4)

i = 2, 4, 6, … (5)

mitΩni Erreger-Kreisfrequenz der n-ten Glocke in der i-ten

Teilschwingungβni bezogene Amplitude der Erregerkraft nach (siehe [8],

Bilder 2 und 3)

6.2 Nachrechnung des Glockenstuhls

Auf der Grundlage des bauseitigen Aufmaßes wurde dasstatische Modell des Glockenstuhls als räumliches Stab-tragwerk erstellt (Bilder 6 und 12). Die Stabanschlüsse anden Knotenblechen wurden als Gelenke idealisiert. DieQuerschnittsschwächungen durch die Profilaussparungenund die damit verbundene Exzentrizitäten in den Stab-achsen wurden im Modell berücksichtigt. Die beiden Mit-telstützen und die acht langen durchlaufenden Schrägstre-ben bestehen aus jeweils zwei Profilen U220. Außerhalbder Systemknoten lagen keine Querverbindungen in Formvon Bindeblechen oder Ähnlichem vor, so dass das Zusam-menwirken wie bei mehrteiligen Druckstäben nicht ange-setzt werden konnte. Die Profile wurden als Einzelstäbemit exzentrischen Knotenanschlüssen modelliert.

Aus der Stabilitätsanalyse unter Bemessungslasten er-gab sich, dass ohne Ansatz der (sehr geringen) Biegesteifig-keit der Knotenbleche der kleinste Eigenwert bei αcr = 0,82lag. Die maximal beanspruchten Schrägstreben weicheneinwellig zur Seite aus. Zur Verstärkung wurden Binde-bleche zwischen den U-Profilen angeordnet, so dass deren

H t c G tn n n nih

nii

( ) sin( )= ⋅ ⋅ ⋅ ⋅∑β Ω

V t c G tn n n niv

nii

( ) sin( )= ⋅ ⋅ ⋅ ⋅∑β Ω

Wirkung als mehrteilige Druckstäbe angesetzt werdenkonnte. Ferner wurden zwei durchgehende Traversen inder Ebene 2 parallel zu den vorhandenen Riegeln ange-bracht (Bild 20). Über ihre Durchlaufwirkung und denAnschluss an die Querverbände werden die Schrägstrebenhierdurch elastisch seitlich gestützt. Der Eigenwert konntemit diesen Maß nahmen auf αcr = 3,4 angehoben werden.Die weiteren Berechnungen wurden unter Ansatz von Im-perfektionen nach Theorie II. Ordnung durchgeführt.Beim Nachweis im GZT wurden maximale Auslastungs-grade von 69 % bei den inneren Querträgern unter demGlockenstuhl und 54 % bei den Schrägstreben festgestellt.Die übrigen Beanspruchungen waren z. T. erheblich nied-riger. Die maximalen Verformungen treten beim Plenumläuten auf. Unter Gebrauchslastniveau beträgt in Ebene 3die seitliche Verschiebung 9 mm.

6.3 Nachweis der Ermüdungsfestigkeit

Die Ermüdungsnachweise wurden mit der linearen Scha-densakkumulationshypothese von Palmgren und Minerauf der Grundlage von DIN EN 1993-1-9 geführt (Gl. (6)und Bild 13). Zur Ermittlung der bereits ertragenen Bean-spruchungskollektive wurden zunächst alle 19 Läutekom-binationen durch Eingabe der Last-Zeit-Verläufe (s. Bil-der 10 und 11) im Stabwerksprogramm über 5 bzw. 15min simuliert. Bild 14 zeigt beispielhaft einen Ausschnittdes Spannungs-Zeitverlaufes im oberen Längsträger beimPlenum läuten. Mit Hilfe der Reservoir-Methode wurdendie auftretenden Spannungsschwingbreiten an den Kerb-details ermittelt, gezählt und in Klassen zusammengefasst(Bild 13 und Gln. (7) und (8)). Dadurch ergaben sich fürjede Läutekombination Spannungskollektive, wie bei-spielsweise in Bild 14 dargestellt. Durch Extrapolation auf110 Jahre Standzeit konnten dann die Beanspruchungs-kollektive für jede Nachweisstelle bestimmt werden.

(6)

Dd SchadenssummenEi Anzahl der Spannungsschwingspiele mit der Span-

nungsschwingbreite γ Ff · Δσi

DnNd

Ei

Rii

n

= ≤=∑

1

1 0,

Bild 12. Tragwerksmodell des Glockenstuhls, Imperfektionsansatz derStrebenFig. 12. Structural model of the bell frame, geometrical imperfections ofthe posts

929



NRi Lebensdauer als Anzahl der Schwingspiele, bezogenauf die Bemessungs-Wöhlerlinie Δσc/γ Mf – NR für dieSpannungsschwingbreite γ Ff · Δσi

(7)

(8)

K Anzahl der Klassenn Anzahl der Spannungsschwingspieleb KlassenbreiteΔσmax größte SpannungsschwingbreiteΔσmin kleinste Spannungsschwingbreite

Die Neigungen m der Ermüdungsfestigkeitskurven und dieKerbfälle Δσc wurden für geschraubte Verbindungen ausDIN EN 1993-1-9 entnommen. Für genietete Anschlüssewurden die Untersuchungsergebnisse von Taras und Greiner([11], [12]) herangezogen. Danach wird die Wöhler liniemit einem durchgehend flacheren Verlauf (m = 5) angesetzt.Der Teilsicherheitsfaktor γ Mf auf der Widerstandsseitewurde für die bestehende Konstruktion in An lehnung andie Festlegung für Haupttragglieder von Eisenbahnbrückenmit γ Mf = 1,25 angesetzt ([13], Konzept der Schadenstole-ranz, zugängliche Kerbstellen, Inspektionen in angemes-senen Intervallen).

K n=

bK

=−Δ Δσ σmax min

Mit Ausnahme der Joche, die die Glockenlasten überBiegung, Querkraft und Torsion abtragen, konnte bei derNachrechnung des Glockenstuhls ei ne ausreichende Er-müdungsfestigkeit nachgewiesen werden. Für den Nach-weis der Restnutzungsdauer wurden die oberen Längsträ-ger an den Strebenanschlüssen maßgebend. Mit Berück-sichtigung der Vorschädigung ergab sich bei Annahme derlinearen Schadensakkumulationshypothese ei ne verblei-bende Nutzungsdauer von rund 100 Jahren.

Die vorhandenen Joche bestanden jeweils aus zweiparallel angeordneten I-Profilen, die an den Auflagernund den Glockenaufhängungen über Bleche in Querrich-tung miteinander verbunden waren (Bild 15). Bei bis zu18 Mio. Lastwechseln wiesen sie teilweise sehr ungünstigeKerbdetails auf. So waren die unteren Flansche der Jocheder Glocken 1 und 3 an der Stelle der größten Momen-tenbeanspruchung mit Brennschnitten ausgespart, um dieKlöppelaufhängung zwischen den I-Profilen hindurchzu-führen. Die Brennschnitte wurden nicht nachgearbeitet.An allen Jochen befanden sich Schraublöcher in den unte-ren Flanschen. Deren rechnerische Lebensdauer war be-reits unter Ansatz der günstigeren Mittelwerte der ausVersuchen bestimmten Ermüdungsfestigkeiten überschrit-ten. Daher wurden sämtliche Traversen auch im Hinblickauf die beim Glockenbetrieb sichtbaren Torsionsverdre-hungen durch geschweißte Kastenträger ersetzt. Diesewurden für 20 Mio. Lastwechsel ausgelegt.

Bild 13. Bestimmung der Schwingspiele mit der Reservoir-Methode, des Spannungskollektivs und der Lebensdauern NRiFig. 13. Cycle-counting by reservoir method, determination of the stress range spectrum and the cycles to failure NRi

Bild 14. Spannungs-Zeit-Verlauf und Klassenbildung bei Plenum läuten Fig. 14. Stress-history and stress range spectrum (assessment period one year) for plenary ringing

930



7 Revitalisierung und Instandsetzung7.1 Allgemeines zur Bauausführung

Im Anschluss an die Sanierungsplanung wurden die Bau-leistungen ausge schrieben. Die Firmenangebote bestätig-ten die vorab ermittelten, moderaten Instandsetzungskos-ten und lie ßen die rechtzeitige Wiederinbetriebnah me desGeläutes zum 33. Evangelischen Kirchentag in Dresden er -warten. Nachdem von der Kreuzkirchengemeinde, mit Ge - nehmigung durch die Sächsische Landeskirche, die Ent-scheidung zur Sanierung getroffen war, erfolgte die Ausfüh -rung in zwei Abschnitten.

Im Oktober 2010 wurden zunächst die notwendigenMaßnahmen zur Verbesserung der Standsicherheit vorge-zogen, um das Glockenläuten für die ergänzenden Schwin-gungsmessungen durchführen zu können (s. Abschnitt 5).Dazu wurden die Bindebleche und Traversen zur Knicksi-cherung der Schrägstreben eingebaut (s. Abschnitt 6.2). Danoch kein Lastenaufzug zur Verfügung stand, erfolgte derTransport der Traversen in kleinen Segmenten über dieschmale Wendeltreppe, die als Zugang zur Glockenstubezur Verfügung stand.

Nach den positiven Ergebnissen aus den Schwingungs-messungen und notwendigen Vorarbeiten wurden die Revi-talisierungs- und Instandsetzungsarbeiten von Januar bisJuni 2011 in rund fünf Monaten durchgeführt. Zu den Maß -nahmen gehörten die Sanierung des Stahltragwerks, diegrundhafte Erneuerung des Korrosionsschutzes, der Aus-tausch der Glockenjoche, die Herstellung von Bohlenbelä-gen in den Ebenen 0 und 2 (für den Zugang zum Geläut undals Sicherungsebenen bei herabfallenden Klöppeln) sowiedie Instandsetzung und Modernisierung der Läutetechnik.

Die Bauausführung wurde insbesondere durch die be -engten Platzverhältnisse in der Glockenstube und diestark eingeschränkte Zugänglichkeit des Glockenstuhls er - schwert. Da ein Ausbau der Glocken wegen des hohenAufwandes nicht in Frage kam, verblieben diese währendder gesamten Bau maßnahmen im Glockenstuhl. Sie wur-den zum Schutz vor Verschmutzung und Beschädigungummantelt. Um den Zugang zur Stahlkonstruktion zuschaffen, wurden die vorhandenen Bohlenbeläge ausge-baut und ein Raumgerüst montiert. Da zwischen dem Glo-ckenstuhl und den Wänden der Glockenstube nur wenig

Platz war und die Glocken zusätzlich erheblichen Raumin Anspruch nahmen, musste die Einrüstung teilweise auf-wendig an die speziellen örtlichen Gegebenheiten ange-passt werden. Um einen Transportweg für Material undGerät zur Glockenstube zu schaffen, wurde neben demHaupteingang der Kreuzkirche ein Gerüstturm mit einemLastenaufzug positioniert. Der Zugang zur Glockenstubeerfolgte über das Dach des Kirchenschiffes. Die Besucherdes Kirchturms konnten während der Baumaßnahme denAufgang über die Wendeltreppe, die an der Glockenstubevorbei führt, weiterhin nutzen.

7.2 Stahlbau- und Korrosions schutzarbeiten

Ergänzend zu den im Abschnitt 7.1 beschriebene Verstär-kungsmaßnahmen wurden stark korrodierte und defor-mierte Bauteile sowie abgesprengte und lockere Niete undSchrauben ersetzt. Vereinzelt wurden notwendige Maß-nahmen erst nach dem Abstrahlen der Beschichtung sicht-bar. Rissschäden infolge Materialermüdung wurden nichtfestgestellt.

Bei den bewitterten Vertikalverbänden auf der Nord-und Südseite mussten Knotenbleche und einzelne Diago-nalen (Nordseite) ersetzt werden. Da der Austausch unterder Last der Glocken erfolgte, waren zur Sicherung derBauzustände Montagehilfskonstruktionen erforderlich. Auf-wendig war insbesondere der Austausch von Knotenble-chen, die zwischen den Längs- und Querträgern in Ebene 0zum Anschluss der Verbände angeordnet wurden (Bilder 6und 16a). Hierzu war ein Anheben des Glockenstuhls aufjeweils einer Seite erforderlich. Unter Einsatz von Hilfsträ-gern wurden die Längsträger über Gewindestangen ange-hoben, so dass die Knotenbleche herausgenommen und ersetzt werden konnten (Bild 16b). Die Passung zu denvorhandenen Lochbildern und neuen Schrauben wurdebau seits hergestellt.

Zur Erneuerung des Korrosionsschutzes wurde derGlockenstuhl zunächst durch Strahlen, handmaschinellesEntrosten und Bürsten auf Normreinheitsgrad gebracht.Die Zwischenräume der ][-Profile wurden ebenfalls in zu-gänglicher Tiefe entrostet und gereinigt. Spalte zwischenKontaktflächen, Mulden und Rostnarben wurden mit ke-ramischer Spachtelmasse gefüllt und beschliffen.

Bild 15. Vorhandenes Joch: a) Glockenaufhängung, b) LagerachseFig. 15. Present bell yoke: a) suspension of the bell, b) bearing axis

a) b)

931



Bild 16. a) Spaltkorrosion zwischen Knotenblech und Längsträger, b) Montagehilfskonstruktion zum Anheben der Längsträgerin Ebene 0Fig. 16. a) Crevice corrosion between gusset plate and longitudinal girder, b) Erection construction systems to lift the longitu-dinal girders in plane 0

a) b)

Um einen möglichst dauerhaften Schutz des über dieKirchturmöffnungen bereichsweise bewitterten Glocken-stuhls zu erzielen, wurde ein vierlagiges Beschichtungssystemmit einer Trockenschichtdicke von 240 μm aufgebracht. AlsBeschichtungsstoffe wurden für die Grundbeschichtung unddie Kantenschutzbeschichtung 2-K-EP-Zinkphosphat – ober-flächentolerant, für die zwei Zwischenschichten 2-K-EP-Ei-senglimmer und für die Deckbeschichtung 2-K-PUR-Eisen-glimmer – aliphatisch mit jeweils 60 μm Sollschichtdicke ap-pliziert. Die Zwischenräume der ][-Profile wurden innen mitPolyurethanschaum und außen mit einer alterungs- und wit-terungsbeständigen dauerelastischen Dichtmasse geschlos-sen. Schließlich wurden die Fensteröffnungen der Glocken-stube mit engmaschigeren Gewebenetzen ab gedeckt, um denEintrag von Regen und Schnee und damit zukünftig eine di-rekte Befeuchtung des Stahltragwerks zu verhindern.

7.3 Ersatz der Traversen und Glockenmontage

Die vorhanden II-Profiltraversen (Bild 15) wurden durchtorsionssteife, geschweißte Kastenträger ersetzt (s. Bilder 17bis 19). Dabei wurden die äußeren Abmessungen übernom-

Bild 17. Montagehilfskonstruktionen zum Austausch der TraversenFig. 17. Erection construction systems to change the bell yokes

a) b)

men, um die ursprüngliche Lage der Glocken, die Glocken-befestigungen und die Position der Traversenachsen in Re-lation zu den Drehachsen beizubehalten. Wie bei Kasten-trägern von Brücken bestehen die Querschnitte aus einemaufliegenden Obergurt, zwei bis zur La gerachse durchge-hende Stegbleche und einem zwischen den Stegen ge-schweißten Untergurt. Zum Anschluss der Lagerachsenan die Traversen wurden Stirnplatten und Querschotte an-geordnet, durch die sie hindurchgeführt und mit denen sieverschweißt wurden (Bild 19). Im Bereich der Glocken-aufhängung wurden Ober- und Untergurt mit kreisförmi-gen Öffnungen versehen und der Querschnitt mit einemStahleinbauteil ausgesteift.

Zum Austausch der Joche wurden die Glocken aufHilfskonstruktionen aus Traversen und Gewindestangenabgesetzt (Bild 17). Nach dem Lö sen der Aufhängungenwurden sie we nige Zentimeter abgelassen, die vorhandenenTraversen ausgebaut und durch die Neuen ersetzt. Anschlie -ßend wurden die Glocken über Gewindestäbe, Klemmbügelund Hartholzfutter gegen die Stahltraversen kraftschlüssigverspannt (Bild 18). An jeweils einem Ende wurden danndie Antriebsräder und Seilzüge zum Läuten der Glockenmontiert (Bild 19b).

932



Bild 18. a) Ansicht von Glocke, Joch und Antriebsrad, b) Aufhängung der GlockeFig. 18. a) View of bell, yoke and driving wheel, b) suspension of the bell

a) b)

Bild 19. a) Lagerungdes Glockenjoches, b) Anschluss des An-triebsrades am JochFig. 19. a) Bearing of the bell yoke, b) connection of thedriving wheel at theyoke

a) b)

Bild 20. Oberer Be-reich des saniertenGlockenstuhls mitGlocke 1 (11,5 t)Fig. 20. Upper part ofthe rehabilitated bellframe with churchbell no. 1 (11,5 t)

8 Schlussbemerkungen

Nach der Sanierung der Läutetechnik und klanglicher Ab-stimmung des Geläutes erfolgte in Verbindung mit einemDankgottesdienst am Sonntag dem 29. Mai 2011 die Inbe-triebnahme. Das Geläut stand damit rechtzeitig und un-

eingeschränkt zum 33. Deutschen Evangelischen Kirchen-tag in Dresden (1. bis 5. Juni) zur Verfügung. Durch die In-standsetzung des Glockenstuhls konnten gegenüber demNeubau einer Holzkonstruktion die Ausfallzeit der Glo-cken erheblich verkürzt und die Kosten mit rund 330000Euro deutlich reduziert werden ([14], [15], [16]).

933



Die Autoren danken den Angehörigen der Evangelisch-Lutherischen Landeskirche Sachsens und der KreuzkircheDreden (u. a. Pfarrer Joachim Zirkler, VerwaltungsleiterMario Krakowitzky, Baupfleger Stephan Däßler und Nor-bert Hesse) sowie den am Bau beteiligten Firmen für diegute Zusammenarbeit.

Am Bau Beteiligte:Bauherr:Evangelisch-Lutherische Landeskirche Sachsen, Regional-kirchenamt DresdenObjekt- und Tragwerksplanung, Bauüberwachung:Krebs und Kiefer Beratende Ingenieure für das Bauwesen,DresdenGutachten Baudynamik:Dr. Beirow & Partner – Büro für Baudynamik, PeitzBauausführung:Fuchs + Girke Bau und Denkmalpflege GmbH, Ottendorf-OkrillaLäutetechnik:HEW Herforder Elektromotoren-Wer ke GmbH & Co. KG,Herford

Abbildungen und FotosBilder 1–5, 9r: Kreuzkirche Dresden, ArchivBilder 7, 12, 16–20: Krebs und Kiefer, Beratende Ingenieure für das Bauwesen GmbH, DresdenBilder 6, 8, 9l, 10, 11, 13–15: Technische Universität Dres-den, Institut für Stahl- und Holzbau

Literatur

[1] Wendelin, G.: Die Kreuzkirche zu Dresden. Berlin: Evange-lische Verlagsanstalt 1973.

[2] Dibelius, F.: Die Kreuzkirche in Dresden. Festschrift ausAnlass der Wiedereinweihung der Kirche am 9. September1900, Dresden: Verlag von Justus Naumann‘s Buchhandlung1900.

[3] Schilling, Graebner: Glockenstuhl bei Vergrößerung des Glo-ckenraums. Archiv der Kreuzkirchengemeinde, Zeichnungvom 2. Oktober 1899.

[4] Klemm, B.: Kreuzkirche erhält neuen Glockenstuhl. Sächsi-sche Zeitung, 23. August 2009.

[5] Kuhnen, L.: Statisch konstruktive Beurteilung des stählernenGlockenstuhls der Kreuzkirche Dresden hinsichtlich einerweiteren Nutzung. Diplomarbeit, Institut für Stahl- und Holz-bau, Technischen Universität Dresden, Oktober 2009.

[6] Treue, W.: Ilseder Hütte 1858–1958. Peine: F. Bruckmann KG1958.

[7] Müller, F.-P.: Berechnung und Konstruktion von Glocken-türmen. Berlin: Verlag Ernst & Sohn 1968.

[8] DIN 4178: Glockentürme. Berlin: Beuth Verlag GmbH, April2005.

[9] Schwingungsuntersuchungen am Glockenturm der Ev.-Luth.Kreuzkirche zu Dresden. Gutachten, Dr. Beirow & Partner,Peitz, Juli 2009.

[10] Ergänzende Schwingungsuntersuchungen am Glocken-turm der Ev.-Luth. Kreuzkirche zu Dresden. Gutachten, Dr.Beirow & Partner, Peitz, Februar 2011.

[11] Taras, A., Greiner R.: Statistische Festigkeit und Ermüdungs-festigkeit genieteter Bauteile – Auswertung der Versuchsda-ten und Bemessungsvorschläge. Institut für Stahlbau und Flä-chentragwerke, TU Graz 2007.

[12] Greiner, R., Taras, A., Brunner, H.: Statistisch begründeteFestigkeitskennwerte genieteter Bauteile – statische Festigkeitund Wöhlerlinienkatalog. Stahlbau 76 (2007), Heft 8, S. 537–552.

[13] DIN EN 1993-2/NA: Eurocode 3: Bemessung und Kon-struktion von Stahlbauten – Teil 2: Stahlbrücken, NationalerAnhang. Berlin: Beuth Verlag GmbH, Dezember 2010.

[14] Klemm, B.: Wie die Kreuzkirch-Glocken wieder läuten.Sächsische Zeitung, 14. Oktober 2010.

[15] Springer, C.: Kreuzkirche ist wieder zu hören. SächsischeZeitung, 28./29. Mai 2011.

[16] de.wikipedia.org: Kreuzkirche Dresden

Autoren dieses Beitrages:Univ.-Prof. Dr.-Ing. Richard Stroetmann, Institut für Stahl- und Holzbau, Technische Universität Dresden, George-Bähr-Straße 1, 01069 Dresden,Geschäftsführer der Krebs und Kiefer GmbH,[email protected]

Dipl.-Ing. Lea Kuhnen, zuvor Projektingenieurin der Krebs und Kiefer GmbH in Dresden, jetzt Bilfinger Berger SE, Mannheim

Dipl.-Ing. Sven Schneider, Leitender Ingenieur der Krebs und Kiefer GmbH,Karcherallee 25, 01277 Dresden,[email protected]

Firmen und Verbände

Neuer Onlinedienst für Baunormen

Das DIN erweitert sein Angebot fürkleine und mittlere Unternehmen (KMU)aus der Baubranche mit dem neuen On-linedienst für Baunormen. In Zusammen-arbeit mit der Weimarer f:data GmbHbietet das Deutsche Institut für Normunge.V. einen Zugang auf die ausgewähltenOriginal-Auszüge aus den DIN-Baunor-men, die für die tägliche Arbeit der KMUrelevant sind.

Diese rund 6500 maßgeblichen Aus-züge aus über 1000 DIN-, DIN-EN- undDIN-EN-ISO-Normen, wurden zusam-mengestellt und mit Tabellen, Abbildun-

gen und Zeichnungen sowie teilweiseErläuterungen ergänzt. Benötigte Aus-züge können über einen Stichwortindexund eine Schlagwortsuche gefundenwerden. Zusätzlich sind alle Normen -zitate über verschiedene Ordnungssy-steme auf findbar, z. B. geordnet nachBaustoffen, nach den Kostengruppender DIN 276 und den Bauleistungennach STLB-Bau. Baunormen-Auszüge,die thematisch zusammenhängen undaufeinander Bezug nehmen, sind unter-einander verlinkt. Ändert sich eineDIN-Norm, wird diese Änderung ak -tuell im Onlinedienst eingepflegt. DasAngebot ist eine Ergänzung zu den In-ternet-Normenportalen des DIN undseines Beuth Verlages, die unter ande-rem gemeinsam mit dem ZDB und denArchitektenkammern bereit gestellt wer-

den und Zugang zu den vollständigenNormentexten bieten.

Es werden themen- bzw. gewerke -orientierte Pakete angeboten, sodass der Anwender zwischen verschiedenen Paketen wie z. B. „Mauerarbeiten“,„Trockenbau“, „Baustoffe“, „Bauphysik“oder „Architektur“ wählen kann. Eskönnen die für die Arbeit relevantenThemen abonniert werden, wodurchKosten und Zeit gespart werden sollen,da eine lange Suche entfällt. Werdenweitere Baunormen, die die Paketenicht abdecken be nötigt, können dieseauch direkt aus dem integrierten On -linedienst beim Beuth-Verlag käuflicherworben werden.

Weitere Informationen erhalten Sie unter:www.baunormenlexikon.de

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Fachthemen


Für Nachweise nach DIN EN 1993-1-1 [1] zum Biegedrillknicken vonTrägern aus Walzprofilen werden Bemessungshilfen angegeben.Damit können die Berechnungen und Nachweise erheblich ver-einfacht und abgekürzt werden.

New design aids for lateral torsional buckling of beams of rolled profiles. For the verification of lateral torsional buckling of beams of rolled profiles under uniaxial bending according toDIN EN 1993-1-1 [1] design aids are presented. Using these, calcu-lations and verifications are simplified and shortened significantly.

1 Einleitung

In der Baupraxis kommen häufig biegebeanspruchte Ein-feldträger aus gewalzten I-Profilen vor. Sofern ihre Druck-gurte nicht ausreichend seitlich gehalten sind, müssen dasBiegedrillknicken untersucht und entsprechende Nachweisegeführt werden. In Bild 1 sind beispielhaft einige baustati-sche Systeme aus I-Profilen dargestellt, die durch Biegungum die starke Achse beansprucht werden und zum Biege-drillknicken neigen. Herausragende Bedeutung haben auf-grund ihrer Auftretenshäufigkeit beidseitig gabelgelagerteEinfeldträger, die durch Gleichstreckenlasten qz oder Ein-zellasten Fz in Feldmitte beansprucht werden.

2 Nachweise nach DIN EN 1993-1-1

Gemäß Abschnitt 6.3.2.1 der DIN EN 1993-1-1 [1] ist füreinen seitlich nicht durchgehend am Druckgurt gehaltenenTräger, der auf Biegung um die Hauptachse beanspruchtwird, in der Regel folgender Nachweis gegen Biegedrill-knickversagen zu erbringen:

(1)

Dabei sind:My,Ed Bemessungswert des einwirkenden Biegemomentes

um die y-AchseMy,b,Rd Bemessungswert der Biegedrillknickbeanspruchbar-

keit um die y-Achse

Der Bemessungswert der Biegedrillknickbeanspruchbarkeitkann für Querschnitte der Klassen 1 und 2 wie folgt ermit-telt werden:

M

My Ed

y b Rd

,

, ,

,≤ 1 0

My,b,Rd = χLT · Wpl,y · fy/γM1 = χLT · Mpl,y,Rd (2)

Zur Berücksichtigung der Momentenverteilung zwischenden seitlichen Lagerungen von Bauteilen darf der Abmin-derungsfaktor χLT wie folgt modifiziert werden:

(3)

Damit ergibt sich der Bemessungswert der Biegedrillknick-beanspruchbarkeit zu:

My,b,Rd = χLT,mod · Mpl,y,Rd (4)

χχ

λLT mod

LT

fjedoch und

LT,

,= ≤ ≤1 0 12

Neue Bemessungshilfen für das Biegedrillknicken von Trägern aus WalzprofilenHerrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Gerhard Hanswille zur Vollendung seines 60. Lebensjahres gewidmet

Rolf KindmannManfred Käsmaier

DOI: 10.1002/stab.201101499

Bild 1. Baustatische Systeme und Beiwerte C1, C2, kc und ζFig. 1. Structural systems and coefficients C1, C2, kc and ζ

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R. Kindmann/M. Käsmaier · Neue Bemessungshilfen für das Biegedrillknicken von Trägern aus Walzprofilen


Die Formeln und Parameter zur Berechnung von χLT,modsind:

(5)

(6)

(7)

(8)

= 0,4; β = 0,75

αLT = 0,34 für Profile mit h/b ≤ 2αLT = 0,49 für Profile mit h/b > 2

Die Werte für kc in Bild 1 entsprechen Abschnitt 6.3.2.3 inDIN EN 1993-1-1 [1]. Da dort das System mit den Einzel-lasten in den Viertelspunkten nicht enthalten ist, wurdegemäß dem NA für Deutschland [1] der Korrekturbeiwertmit bestimmt.

Mit den vorstehenden Berechnungsformeln kann derAbminderungsfaktor χLT,mod ermittelt werden. Tabelle 1 ent-hält Zahlenwerte für ausgewählte Parameter. Die Modifi-kationswerte f wirken sich nur zwischen λ– LT = 0,093 und1,507 aus, wie in Bild 5.11 in [3] gezeigt wird. Für λ– LT ≥1,507 gilt demnach χLT,mod = χLT. Für große bezogeneSchlankheitsgrade ist die Bedingung χLT ≤ 1/λ– LT

2 nach Gl. (6)maßgebend, so dass für Profile mit h/b ≤ 2 und λ– LT > 1,64bzw. für Profile mit h/b > 2 und λ– LT > 2,06 die Formel χLT ≤ 1/λ– LT

2 verwendet werden kann. Der Index LT kommtvon der englischen Bezeichnung lateral torsional buckling(Biegedrillknicken).

Anmerkungen: In [6] wurde u. a. festgestellt, dass dieAbminderungsfaktoren für das erste baustatische System inBild 1 profilabhängig bis zu 32 % streuen. Darüber hinauswird das profilabhängige Verhalten mit dem Parameterh/b in der groben Tendenz zwar richtig, aber zu ungenauerfasst. Geeigneter ist das Verhältnis Iy/IT. Die Bemessungs-ergebnisse mit den Abminderungsfaktoren χLT,mod nachDIN EN 1993-1-1 ergeben sich teilweise auf der unsicherenSeite, aber auch bereichsweise auf der sicheren Seite. Ge-mäß Bild 9 in [6] liegen die χLT,mod-Werte bei Profilen mith/b ≤ 2 (und großen Verhältnissen Iy/IT) bis zu 12 % undbei Profilen mit h/b > 2 bis zu 8 % auf der unsicheren Seite.

3 Berechnung von Mcr,y

Zur Berechnung von Mcr,y kann die in DIN 18800 Teil 2 [2]angegebene Formel

(9)

verwendet werden. Darin bedeuten:

λγ

LTpl y Rk

cr y

pl y Rd M

cr y

M

M

M

M= =

⋅, ,

,

, ,

,

1

χβ λ

χλLT LT

LT LT LT LT

jedoch und=+ −

≤ ≤1 1 0 12 2 2Φ Φ

,

ΦLT LT LT LT LT= + −( ) +⎡⎣

⎤⎦0 5 1 0

2, ,α λ λ β λ

f k jedoch fc LT= − ⋅ −( ) − −( )⎡⎣⎢

⎤⎦⎥

≤1 0 5 1 1 2 0 0 8 1 02

, , , ,λ

λLT,0

k Cc = 1 1

M M N c z zcr y ki y ki z p p, , , , ,= = ⋅ ⋅ + ⋅ +( )ζ 2 20 25 0 5

Nki,z = π2 · EIz/L2 (10)

c2 = (Iω + 0,039 · L2 · IT)/Iz (11)

Bild 1 enthält Momentenbeiwerte ζ für vier baustatischeSysteme. Mit dem Parameter zp wird der Lastangriffs-punkt erfasst. Sofern die Lasten nach unten wirken undam Obergurt der Träger angreifen, ist zp negativ.

Mit der folgenden Formel kann Mcr,y für alle Systemeberechnet werden, die in Bild 1 dargestellt sind:

(12)

Da in dieser Formel zwei Beiwerte (C1 und C2) verwendetwerden, ist sie genauer als Gl. (9). Wenn man in Gl. (9)

M CEI

L

II

L GI

EIC zcr y

z

z

T

zp, = ⋅

⋅⋅ +

⋅⋅

+ ⋅( )1

2

2

2

2 2π

πω 22

2+ ⋅⎡

⎣⎢⎢

⎤

⎦⎥⎥

C zp

Tabelle 1. Abminderungsfaktoren χLT,modTable 1. Reduction factors χLT,mod

h/b ≤ 2: kc = h/b > 2: kc =

λ–

LT 1,00 0,94 0,86 0,77 1,00 0,94 0,86 0,77

0,40 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000

0,45 0,980 1,000 1,000 1,000 0,972 0,995 1,000 1,000

0,50 0,960 0,984 1,000 1,000 0,944 0,968 1,000 1,000

0,55 0,939 0,964 1,000 1,000 0,915 0,940 0,975 1,000

0,60 0,917 0,943 0,980 1,000 0,886 0,911 0,947 0,991

0,65 0,894 0,920 0,958 1,000 0,856 0,881 0,917 0,962

0,70 0,870 0,896 0,934 0,980 0,826 0,851 0,887 0,931

0,75 0,844 0,870 0,907 0,953 0,795 0,819 0,854 0,898

0,80 0,817 0,842 0,879 0,923 0,764 0,787 0,821 0,863

0,85 0,789 0,813 0,848 0,891 0,732 0,755 0,787 0,827

0,90 0,760 0,783 0,816 0,857 0,701 0,722 0,753 0,790

0,95 0,730 0,752 0,782 0,820 0,670 0,690 0,718 0,752

1,00 0,700 0,720 0,748 0,782 0,639 0,657 0,683 0,715

1,05 0,669 0,687 0,713 0,744 0,609 0,626 0,649 0,677

1,10 0,639 0,655 0,677 0,705 0,580 0,595 0,615 0,640

1,15 0,609 0,623 0,642 0,666 0,552 0,565 0,583 0,604

1,20 0,579 0,591 0,608 0,628 0,525 0,536 0,551 0,569

1,25 0,551 0,561 0,575 0,591 0,499 0,508 0,521 0,536

1,30 0,524 0,532 0,543 0,556 0,475 0,482 0,492 0,504

1,35 0,498 0,504 0,512 0,521 0,451 0,457 0,464 0,473

1,40 0,473 0,477 0,482 0,489 0,429 0,433 0,438 0,444

1,45 0,449 0,451 0,454 0,458 0,409 0,411 0,413 0,416

1,50 0,427 0,428 0,428 0,428 0,389 0,389 0,390 0,390

1,55 0,406 0,406 0,406 0,406 0,371 0,371 0,371 0,371

1,60 0,387 0,387 0,387 0,387 0,353 0,353 0,353 0,353

1,65 0,367 0,367 0,367 0,367 0,337 0,337 0,337 0,337

1,70 0,346 0,346 0,346 0,346 0,322 0,322 0,322 0,322

1,75 0,327 0,327 0,327 0,327 0,307 0,307 0,307 0,307

1,80 0,309 0,309 0,309 0,309 0,294 0,294 0,294 0,294

1,85 0,292 0,292 0,292 0,292 0,281 0,281 0,281 0,281

1,90 0,277 0,277 0,277 0,277 0,269 0,269 0,269 0,269

1,95 0,263 0,263 0,263 0,263 0,258 0,258 0,258 0,258

2,00 0,250 0,250 0,250 0,250 0,247 0,247 0,247 0,247

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ζ = C1, 0,5 = C2, 0,25 = C22 und bei c2 in Gl. (11) 0,039 =

G/(π2 E) setzt, ist sie mit Gl. (12) identisch. In [3] findensich ausführliche Erläuterungen zur Herleitung und Ge-nauigkeit von Berechnungsformeln für Mcr,y.

Mit Gl. (9) und den ζ-Werten in Bild 1 erhält man Mcr,ynäherungsweise. Die Genauigkeit kann mit Hilfe von Bild 6.4 in [3] für verschiedene Lastangriffspunkte zp undunterschiedliche Stabkennzahlen

beurteilt werden. Für baupraktische Belange ist die Genau-igkeit ausreichend.

Die Ermittlung von Mcr,y mit Hilfe von Gl. (12) istebenfalls eine Näherung. Mit C1 und C2 nach Bild 1 erhältman Mcr,y, das sich auf das betragsmäßig größte Biegemo-ment im Träger, d. h. auf max My bzw. |max My|, bezieht.Die Beiwerte wurden aufgrund genauer Berechnungen miteinem EDV-Programm (KSTAB) bestimmt und dabei dieParameter wie folgt variiert:

zp = –h/2; 0 und +h/2

εT = 0,01 und 100

Die angegebenen Werte für C1 in Bild 1 gelten für den Last -angriffspunkt zwischen zp = –h/2 und +h/2. C2 wurde fürLasten zwischen zp = 0 und –h/2 (Obergurt) festgelegt. So-fern die Lasten am Untergurt angreifen (zp = +h/2), könnenauf der sicheren Seite liegend die 0,7-fachen Werte von C2verwendet werden.

4 Diagramme und Tabellen

Die Bilder 2 bis 5 und die Tabellen 2 bis 4 enthalten Be-messungshilfen für das Biegedrillknicken von Trägern ausWalzprofilen. Als Teilsicherheitsbeiwert zur Ermittlungvon My,b,Rd wird gemäß dem nationalen Anhang (NA) fürDeutschland [1] γM1 = 1,1 angesetzt. Aus den Bildern 2 bis 4kann der Bemessungswert der Biegedrillknickbeanspruch-barkeit My,b,Rd für Walzprofile der Reihen IPE, HEA undHEB für Stützweiten von 5 bis 25 m abgelesen werden.Hierbei sind die Profile mit h/b ≤ 2 (αLT = 0,34) in Blauund die Profile mit h/b > 2 (αLT = 0,49) in Orange darge-stellt. Weitere Bemessungshilfen für die Profile der HEAA-und HEM-Reihen finden sich in [7].

Die Bilder gelten für den abgebildeten Basisfall: beid-seitig gelenkig und gabelgelagerte Träger, Gleichstrecken-last qz am Obergurt, Stahlsorte S 235. Bei diesem bausta-tischen System ergibt sich das maximale Biegemoment imTräger zu max My,Ed = qz · L2/8 und der Nachweis kannmit der Bedingung

max My,Ed ≤ My,b,Rd (13)

geführt werden.

Beispiel 1:HEA 400, L = 12 m, qz = 16 kN/m am Obergurt, S 235max My,Ed = 16 · 122/8 = 288 kNmaus Bild 3: My,b,Rd ≈ 330 kNmNachweis: max My,Ed = 288 kNm < 330 kNm = My,b,Rd

εω

TTL

GIEI

= ⋅

Bei den Bildern 2 bis 4 ist zu beachten, dass der Bemes-sungswert der Biegedrillknickbeanspruchbarkeit im loga-rithmischen Maßstab aufgetragen ist, was das Ablesen derWerte erschwert und die Ablesegenauigkeit einschränkt.Das Beispiel zeigt, dass der Nachweis bei vielen bauprakti -schen Anwendungsfällen unter Verwendung der Diagrammeschnell und sicher geführt werden kann. Die Diagrammein den Bildern 2 bis 4 eignen sich auch für die Wahl einesausreichend tragfähigen Walzprofils, wenn die Stützweiteund die Gleichstreckenlast gegeben sind, also das vorhan-dene max My,Ed bekannt ist.

Beispiel 2:L = 15 m, qz = 20 kN/m am Obergurt, S 235max My,Ed = 20 · 152/8 = 562,50 kNm aus Bild 3: HEA 700 ist ausreichend

Mit den Tabellen 2 bis 4 kann der Bemessungswert der Bie-gedrillknickbeanspruchbarkeit für den genannten Basisfallgenau bestimmt werden. Für die beiden Beispiele ergebensich folgende Werte:

Beispiel 1:Tabelle 3: χLT,mod = 0,613; Mpl,y,Rd = 547,3 kNm für S 235→ My,b,Rd = 0,613 · 547,3 = 335,5 kNm

Beispiel 2:Tabelle 3: χLT,mod = 0,377; Mpl,y,Rd = 1502 kNm für S 235→ My,b,Rd = 0,377 · 1502 = 566,3 kNm

Die Tabellen 2 bis 4 ermöglichen auch die Untersuchungvon einigen Anwendungsfällen, die vom Basisfall abwei-chen. Dazu sind jeweils unten in den Tabellen Umrech-nungsfaktoren zur Ermittlung von My,b,Rd angegeben. Siegelten für die folgenden baustatischen Systeme:– Basisfall, jedoch Einzellast Fz in Feldmitte– Basisfall, jedoch Stahlsorte S 355– Basisfall, jedoch Stahlsorte S 355 und Einzellast Fz in

Feldmitte

Die in den Tabellen aufgeführten Umrechnungsfaktorensind jeweils die kleinsten Werte, die für die jeweiligeProfilreihe ermittelt wurden, so dass Nachweise geführtwerden können, die auf der sicheren Seite liegen. Darü-ber hinaus ermöglichen die Umrechnungsfaktoren ei-nen guten Überblick, welche Tragfähigkeitsreserven ge-genüber dem Basisfall vorhanden sind. Beispielsweisezeigen in Tabelle 2 die Werte der zweiten Zeile, dass dieStahlsorte S 355 im Vergleich zu S 235 bei den IPE-Pro-filen keinen Tragfähigkeitszuwachs erbringt. Darüberhinaus kann aus den Tabellen abgelesen werden, dassdie Umrechnungsfaktoren, von Ausnahmen abgesehen,zwischen 1,0 und 1,2 liegen. Da es sich in den Tabellen2 bis 4 um die kleinsten Werte für die jeweilige Profil-reihe handelt, kann in Einzelfällen die Frage von Inte-resse sein, welche Reserven noch vorhanden sind. ZurBeantwortung dieser Frage kann Bild 5 herangezogenwerden. Dort ist das Verhältnis der größten zu denkleinsten Umrechnungsfaktoren max fu/min fu darge-stellt. Damit kann geklärt werden, ob gegebenenfallseine genauere Untersuchung nach Abschnitt 5 sinnvollsein könnte.

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Bild 2. Biegedrillknickbeanspruchbarkeit My,b,Rd in kNm für Träger aus IPE-ProfilenFig. 2. Design buckling resistance moment My,b,Rd in kNm for hot rolled profiles IPE

Tabelle 2. Abminderungsfaktoren χLT,mod für Träger aus IPE-Profilen gemäß Bild 2Table 2. Reduction factors χLT,mod for hot rolled profiles IPE corresponding to fig. 2

IPEMpl,y,Rd

Stützweite in m

in kNm 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

80 4,960 ,379 ,319 ,275 ,242 ,216 ,195 ,178 ,163 ,151 ,140 ,131 ,123 ,116 ,110 ,104 ,099 ,094 ,090 ,086 ,083 ,079

100 8,419 ,391 ,333 ,288 ,253 ,226 ,204 ,186 ,171 ,158 ,147 ,138 ,129 ,122 ,115 ,109 ,104 ,099 ,095 ,091 ,087 ,084

120 12,97 ,398 ,341 ,294 ,259 ,232 ,209 ,191 ,176 ,163 ,151 ,142 ,133 ,125 ,119 ,113 ,107 ,102 ,098 ,093 ,090 ,086

140 18,88 ,408 ,352 ,304 ,268 ,239 ,217 ,198 ,182 ,169 ,157 ,147 ,138 ,130 ,123 ,117 ,111 ,106 ,101 ,097 ,093 ,089

160 26,46 ,427 ,373 ,322 ,284 ,254 ,229 ,210 ,193 ,179 ,166 ,156 ,146 ,138 ,131 ,124 ,118 ,113 ,108 ,103 ,099 ,095

180 35,55 ,442 ,384 ,334 ,294 ,263 ,238 ,217 ,200 ,186 ,173 ,162 ,152 ,144 ,136 ,129 ,123 ,117 ,112 ,107 ,103 ,099

200 47,14 ,469 ,407 ,359 ,316 ,283 ,256 ,233 ,215 ,199 ,186 ,174 ,163 ,154 ,146 ,139 ,132 ,126 ,120 ,115 ,111 ,106

220 60,97 ,492 ,426 ,378 ,334 ,298 ,270 ,246 ,227 ,210 ,196 ,183 ,173 ,163 ,154 ,146 ,139 ,133 ,127 ,122 ,117 ,113

240 78,33 ,525 ,456 ,404 ,363 ,324 ,293 ,268 ,246 ,228 ,213 ,199 ,187 ,177 ,168 ,159 ,152 ,145 ,138 ,133 ,127 ,122

270 103,4 ,542 ,468 ,412 ,370 ,330 ,298 ,271 ,250 ,231 ,216 ,202 ,190 ,179 ,170 ,161 ,154 ,147 ,140 ,134 ,129 ,124

300 134,2 ,567 ,488 ,426 ,382 ,341 ,307 ,280 ,257 ,238 ,222 ,207 ,195 ,184 ,174 ,166 ,158 ,151 ,144 ,138 ,133 ,128

330 171,8 ,537 ,463 ,407 ,365 ,332 ,306 ,283 ,264 ,248 ,233 ,218 ,205 ,194 ,183 ,174 ,166 ,158 ,152 ,145 ,140 ,134

360 217,8 ,562 ,485 ,426 ,380 ,346 ,318 ,295 ,275 ,258 ,243 ,229 ,215 ,203 ,192 ,183 ,174 ,166 ,159 ,152 ,146 ,141

400 279,3 ,576 ,497 ,436 ,388 ,353 ,324 ,300 ,280 ,262 ,247 ,233 ,219 ,207 ,196 ,186 ,177 ,169 ,162 ,155 ,149 ,143

450 363,6 ,587 ,504 ,440 ,390 ,353 ,323 ,299 ,278 ,260 ,245 ,231 ,217 ,204 ,193 ,184 ,175 ,167 ,160 ,153 ,147 ,141

500 468,7 ,604 ,518 ,451 ,399 ,360 ,329 ,304 ,282 ,264 ,248 ,234 ,220 ,207 ,196 ,186 ,177 ,169 ,162 ,155 ,149 ,143

550 595,4 ,621 ,534 ,465 ,411 ,370 ,338 ,311 ,289 ,271 ,254 ,240 ,226 ,213 ,201 ,191 ,182 ,174 ,166 ,159 ,153 ,147

600 750,3 ,643 ,554 ,484 ,428 ,383 ,350 ,322 ,299 ,280 ,263 ,248 ,235 ,221 ,209 ,198 ,189 ,180 ,172 ,165 ,158 ,152

Umrechnungsfaktoren min fu für My,b,Rd:

S 235 u. 1,08 1,09 1,09 1,09 1,09 1,09 1,09 1,10 1,10 1,11 1,11 1,12 1,13 1,14 1,15 1,15 1,15 1,16 1,16 1,16 1,16

S 355 u. 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

S 355 u. 1,19 1,16 1,15 1,14 1,14 1,14 1,15 1,15 1,16 1,15 1,14 1,14 1,14 1,15 1,15 1,15 1,15 1,16 1,16 1,16 1,16

938



Tabelle 3. Abminderungsfaktoren χLT,mod für Träger aus HEA-Profilen gemäß Bild 3Table 3. Reduction factors χLT,mod for hot rolled profiles HEA corresponding to fig. 3

HEA Mpl,y,RdStützweite in m

in kNm 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

100 17,73 ,760 ,706 ,656 ,610 ,569 ,531 ,497 ,467 ,439 ,415 ,394 ,375 ,354 ,335 ,318 ,302 ,288 ,275 ,264 ,253 ,243

120 25,53 ,748 ,692 ,641 ,595 ,553 ,516 ,482 ,452 ,425 ,403 ,383 ,362 ,342 ,323 ,307 ,292 ,279 ,266 ,255 ,245 ,235

140 37,06 ,758 ,701 ,650 ,604 ,562 ,525 ,491 ,461 ,434 ,411 ,391 ,372 ,351 ,332 ,316 ,300 ,287 ,274 ,263 ,252 ,242

160 52,38 ,781 ,726 ,675 ,629 ,588 ,550 ,517 ,486 ,459 ,434 ,412 ,393 ,376 ,356 ,338 ,322 ,308 ,294 ,282 ,271 ,260

180 69,40 ,794 ,737 ,685 ,638 ,596 ,558 ,524 ,493 ,465 ,440 ,418 ,399 ,381 ,363 ,345 ,328 ,313 ,300 ,287 ,276 ,265

200 91,76 ,817 ,761 ,710 ,663 ,621 ,583 ,548 ,517 ,489 ,463 ,440 ,419 ,401 ,384 ,368 ,350 ,334 ,320 ,307 ,295 ,283

220 121,4 ,840 ,786 ,735 ,688 ,646 ,608 ,573 ,541 ,513 ,486 ,462 ,440 ,421 ,403 ,388 ,373 ,356 ,341 ,327 ,314 ,302

240 159,1 ,865 ,813 ,765 ,721 ,679 ,642 ,607 ,575 ,546 ,520 ,495 ,472 ,452 ,432 ,415 ,400 ,386 ,373 ,357 ,343 ,330

260 196,5 ,881 ,831 ,783 ,739 ,698 ,660 ,625 ,593 ,563 ,536 ,511 ,488 ,467 ,448 ,429 ,413 ,399 ,385 ,373 ,358 ,344

280 237,6 ,894 ,844 ,797 ,751 ,709 ,670 ,635 ,602 ,572 ,544 ,519 ,496 ,474 ,454 ,436 ,419 ,404 ,391 ,378 ,364 ,350

300 295,5 ,912 ,865 ,820 ,778 ,737 ,699 ,664 ,632 ,602 ,574 ,549 ,525 ,503 ,483 ,464 ,446 ,430 ,415 ,402 ,389 ,378

320 347,8 ,913 ,868 ,824 ,781 ,741 ,704 ,669 ,637 ,608 ,580 ,555 ,531 ,509 ,489 ,470 ,452 ,435 ,420 ,407 ,394 ,382

340 395,3 ,912 ,866 ,821 ,778 ,738 ,700 ,665 ,633 ,603 ,575 ,550 ,526 ,504 ,484 ,465 ,447 ,431 ,416 ,403 ,390 ,378

360 446,2 ,911 ,864 ,819 ,775 ,735 ,697 ,661 ,629 ,599 ,571 ,545 ,522 ,500 ,479 ,461 ,443 ,427 ,412 ,399 ,387 ,375

400 547,3 ,906 ,857 ,810 ,765 ,722 ,683 ,646 ,613 ,583 ,555 ,529 ,505 ,483 ,463 ,444 ,427 ,412 ,398 ,385 ,373 ,359

450 687,0 ,902 ,851 ,801 ,754 ,710 ,669 ,631 ,597 ,566 ,538 ,512 ,488 ,466 ,446 ,428 ,412 ,397 ,383 ,370 ,356 ,342

500 843,7 ,898 ,845 ,794 ,745 ,699 ,657 ,619 ,584 ,552 ,524 ,498 ,474 ,453 ,433 ,415 ,399 ,385 ,371 ,356 ,342 ,329

550 987,0 ,891 ,835 ,780 ,727 ,678 ,634 ,594 ,559 ,527 ,498 ,472 ,448 ,427 ,409 ,392 ,377 ,361 ,345 ,330 ,317 ,305

600 1143 ,885 ,825 ,766 ,711 ,660 ,614 ,573 ,537 ,504 ,475 ,449 ,426 ,406 ,389 ,372 ,354 ,338 ,323 ,309 ,297 ,285

650 1311 ,830 ,758 ,692 ,634 ,584 ,540 ,502 ,469 ,439 ,414 ,391 ,372 ,355 ,340 ,326 ,313 ,301 ,290 ,281 ,271 ,263

700 1502 ,822 ,748 ,681 ,621 ,569 ,525 ,486 ,453 ,424 ,398 ,377 ,358 ,341 ,326 ,313 ,300 ,289 ,279 ,269 ,260 ,252

800 1858 ,806 ,727 ,655 ,592 ,538 ,492 ,453 ,419 ,390 ,367 ,346 ,328 ,312 ,298 ,285 ,273 ,263 ,253 ,244 ,235 ,226

900 2310 ,796 ,713 ,638 ,573 ,518 ,471 ,431 ,398 ,370 ,347 ,327 ,310 ,294 ,280 ,268 ,256 ,246 ,237 ,227 ,218 ,209

1000 2740 ,783 ,696 ,618 ,551 ,494 ,446 ,406 ,373 ,347 ,324 ,305 ,288 ,273 ,259 ,247 ,236 ,225 ,215 ,205 ,197 ,189


S 235 u. 1,05 1,06 1,07 1,08 1,09 1,09 1,09 1,08 1,08 1,09 1,09 1,09 1,10 1,10 1,11 1,11 1,11 1,12 1,12 1,12 1,12

S 355 u. 1,23 1,18 1,15 1,12 1,11 1,10 1,07 1,05 1,04 1,02 1,01 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

S 355 u. 1,37 1,32 1,27 1,22 1,19 1,18 1,19 1,19 1,18 1,18 1,18 1,17 1,16 1,15 1,14 1,13 1,13 1,14 1,14 1,14 1,14

Bild 3. Biegedrillknickbeanspruchbarkeit My,b,Rd in kNm für Träger aus HEA-ProfilenFig. 3. Design buckling resistance moment My,b,Rd in kNm for hot rolled profiles HEA

939



Bild 4. Biegedrillknickbeanspruchbarkeit My,b,Rd in kNm für Träger aus HEB-ProfilenFig. 4. Design buckling re sistance moment My,b,Rd in kNm for hot rolled profiles HEB

Tabelle 4. Abminderungsfaktoren χLT,mod für Träger aus HEB-Profilen gemäß Bild 4Table 4. Reduction factors χLT,mod for hot rolled profiles HEB corresponding to fig. 4

HEB Mpl,y,RdStützweite in m

in kNm 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

100 22,27 ,811 ,763 ,718 ,675 ,635 ,598 ,564 ,533 ,504 ,478 ,453 ,431 ,412 ,394 ,378 ,361 ,344 ,329 ,315 ,302 ,290

120 35,30 ,822 ,776 ,733 ,691 ,653 ,616 ,583 ,552 ,523 ,497 ,472 ,450 ,429 ,411 ,395 ,380 ,364 ,348 ,333 ,319 ,307

140 52,43 ,835 ,791 ,749 ,709 ,671 ,635 ,602 ,572 ,543 ,517 ,492 ,470 ,449 ,429 ,412 ,397 ,382 ,368 ,353 ,338 ,325

160 75,62 ,854 ,813 ,773 ,736 ,700 ,665 ,633 ,603 ,575 ,548 ,524 ,501 ,480 ,460 ,441 ,424 ,409 ,395 ,382 ,369 ,355

180 102,8 ,866 ,826 ,787 ,751 ,715 ,682 ,650 ,621 ,593 ,567 ,542 ,519 ,498 ,478 ,459 ,442 ,425 ,411 ,398 ,385 ,373

200 137,3 ,882 ,843 ,807 ,771 ,737 ,705 ,675 ,645 ,618 ,592 ,568 ,545 ,524 ,503 ,484 ,467 ,450 ,434 ,420 ,407 ,395

220 176,6 ,894 ,856 ,819 ,785 ,752 ,720 ,690 ,661 ,634 ,608 ,584 ,561 ,540 ,520 ,501 ,483 ,466 ,450 ,435 ,421 ,409

240 225,0 ,907 ,871 ,836 ,802 ,771 ,740 ,711 ,683 ,656 ,631 ,607 ,585 ,563 ,543 ,524 ,506 ,489 ,473 ,457 ,443 ,429

260 274,1 ,916 ,880 ,845 ,812 ,780 ,750 ,720 ,693 ,666 ,641 ,617 ,595 ,574 ,553 ,534 ,516 ,499 ,483 ,467 ,453 ,439

280 327,8 ,924 ,887 ,852 ,818 ,786 ,755 ,726 ,698 ,671 ,646 ,622 ,599 ,578 ,558 ,539 ,521 ,503 ,487 ,472 ,457 ,443

300 399,2 ,936 ,900 ,866 ,834 ,803 ,773 ,744 ,717 ,691 ,667 ,643 ,621 ,599 ,579 ,560 ,542 ,525 ,508 ,493 ,478 ,464

320 459,1 ,936 ,900 ,866 ,834 ,802 ,773 ,744 ,717 ,691 ,666 ,643 ,620 ,599 ,579 ,560 ,541 ,524 ,508 ,492 ,477 ,463

340 514,5 ,933 ,897 ,862 ,829 ,797 ,766 ,737 ,709 ,683 ,658 ,634 ,611 ,590 ,570 ,551 ,532 ,515 ,499 ,483 ,469 ,455

360 573,2 ,931 ,894 ,858 ,824 ,791 ,760 ,730 ,702 ,676 ,650 ,626 ,603 ,582 ,562 ,542 ,524 ,507 ,491 ,475 ,461 ,447

400 690,4 ,925 ,885 ,847 ,811 ,776 ,743 ,712 ,683 ,655 ,629 ,605 ,582 ,560 ,540 ,520 ,502 ,485 ,469 ,454 ,440 ,426

450 850,8 ,919 ,877 ,836 ,797 ,760 ,726 ,693 ,662 ,634 ,607 ,582 ,559 ,537 ,516 ,497 ,479 ,463 ,447 ,432 ,418 ,406

500 1028 ,914 ,869 ,826 ,785 ,747 ,710 ,676 ,645 ,615 ,588 ,563 ,539 ,518 ,497 ,478 ,460 ,444 ,428 ,414 ,402 ,390

550 1195 ,906 ,858 ,811 ,766 ,725 ,686 ,650 ,617 ,587 ,559 ,533 ,510 ,488 ,468 ,449 ,432 ,416 ,402 ,389 ,377 ,363

600 1373 ,899 ,847 ,797 ,749 ,705 ,664 ,626 ,592 ,561 ,533 ,507 ,484 ,462 ,442 ,424 ,408 ,394 ,380 ,366 ,352 ,338

650 1564 ,846 ,781 ,723 ,671 ,625 ,584 ,548 ,517 ,488 ,463 ,440 ,419 ,400 ,383 ,368 ,355 ,342 ,331 ,320 ,310 ,300

700 1779 ,837 ,771 ,710 ,656 ,609 ,567 ,531 ,499 ,470 ,445 ,422 ,401 ,383 ,367 ,353 ,339 ,327 ,316 ,305 ,296 ,287

800 2186 ,821 ,748 ,682 ,625 ,574 ,531 ,493 ,461 ,432 ,407 ,384 ,366 ,349 ,334 ,320 ,308 ,296 ,286 ,276 ,267 ,258

900 2689 ,809 ,732 ,663 ,603 ,551 ,506 ,468 ,435 ,406 ,382 ,361 ,343 ,327 ,312 ,299 ,287 ,276 ,266 ,257 ,248 ,240

1000 3173 ,795 ,714 ,641 ,578 ,524 ,478 ,439 ,406 ,378 ,355 ,335 ,318 ,302 ,288 ,276 ,264 ,254 ,244 ,235 ,226 ,217


S 235 u. 1,05 1,06 1,07 1,07 1,08 1,09 1,09 1,10 1,09 1,09 1,09 1,10 1,10 1,10 1,11 1,11 1,11 1,12 1,12 1,12 1,12

S 355 u. 1,28 1,23 1,18 1,15 1,12 1,11 1,10 1,10 1,09 1,07 1,05 1,04 1,03 1,02 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

S 355 u. 1,38 1,33 1,28 1,25 1,21 1,19 1,19 1,19 1,20 1,19 1,19 1,19 1,19 1,18 1,17 1,17 1,16 1,15 1,15 1,15 1,15

940



Beispiel 3:HEA 500; L = 8 m; Fz = 400 kN (Feldmitte, am OG)Stahlsorte S 355max My,Ed = 400 · 8/4 = 800 kNmTabelle 3: χLT,mod = 0,745; Mpl,y,Rd = 843,7 kNm für S 235

fu = 1,22→ My,b,Rd = 1,22 · 0,745 · 843,7 = 766,8 kNmNachweis: max My,Ed = 800 kNm > 766,8 kNm = My,b,Rd

Wie man sieht, gelingt der Nachweis nicht. Mit Hilfe vonBild 5 unten lässt sich feststellen, dass der (profilabhängige)Umrechnungsfaktor maximal etwa 13 % größer sein kannals der minimale. Die Biegedrillknickbeanspruchbarkeitwird daher mit einem Tabellenkalkulationsprogramm ge-nauer berechnet (s. Abschnitt 5). Damit erhält man My,b,Rd =841,0 kNm > 800 kNm = max My,Ed, so dass mit der genaue-ren Berechnung eine ausreichende Tragfähigkeit nachge-wiesen werden kann.

4.1 Klassifizierung der Querschnitte

Gemäß DIN EN 1993-1-1, Abschnitt 5.5, müssen die Quer-schnitte den Klassen 1 bis 4 zugeordnet werden. Für I-Quer-schnitte, die ausschließlich durch Biegemomente My bean -sprucht werden, ergeben sich die in Tabelle 5 zusammen-gestellten Bedingungen für die c/t-Verhältnisse.

Die Walzprofile der Reihen IPE, HEAA, HEA, HEB undHEM können wie folgt zugeordnet werden:– IPE-, HEB- und HEM-Profile

– alle Profile sind für S 235 und S 355 der Klasse 1 zu-zuordnen

– HEA-Profile– S 235: alle Klasse 1– S 355: HEA 100 bis 240 und HEA 320 bis 1000 min-

destens Klasse 2HEA 260 bis 300 Klasse 3

– HEAA-Profile– S 235: HEAA 100 bis 200 und HEAA 360 bis 1000

mindestens Klasse 2HEAA 220 bis 340 Klasse 3

– S 355: HEAA 100 und HEAA 550 bis 1000 mindes-tens Klasse 2HEAA 120 bis 500 Klasse 3

Für Querschnitte der Klassen 1 und 2 darf der Nachweismit My,b,Rd nach Gl. (2) geführt werden. Die Diagramme inden Bildern 2 bis 4 und die Tabellen 2 bis 4 sind dafür un-eingeschränkt anwendbar. Für Querschnitte der Klasse 3darf anstelle von Mpl,y,Rd nur das elastische Grenzbiege-moment Mel,y,Rd angesetzt werden. Nährungsweise kannMel,y,Rd = Mpl,y,Rd/1,14 verwendet werden. In den Bildern 2bis 4 sind die Profile, die bei Stahlgüte S 355 der Quer-schnittsklasse 3 zugeordnet werden, in Lila dargestellt.

5 EDV-Programme

Abschnitt 4 enthält Bemessungshilfen in Form von Dia-grammen und Tabellen für beidseitig gelenkig und gabel-gelagerte Einfeldträger, die durch Gleichstreckenlasten qzoder Einzellasten Fz in Feldmitte belastet sind. In der Bau-praxis kommen natürlich noch zahlreiche andere baustati-sche Systeme vor, für die das ideale BiegedrillknickmomentMcr,y ermittelt werden muss, damit die in Abschnitt 2 darge-stellten Nachweise geführt werden können. Man benötigt da-her entsprechende EDV-Programme. Auf der Internetseitedes Lehrstuhls für Stahl-, Holz- und Leichtbau werden zweiEDV-Programme kostenlos zur Verfügung gestellt: BDK-Nachweise und BDK-FE-Stäbe (BDK: Biegedrillknicken).

Das Programm BDK-Nachweise ist ein Tabellenkal-kulationsprogramm, mit dem in Bild 1 zusammengestellteSysteme untersucht werden können. Für die Eingabe wer-den maximal fünf Minuten benötigt, da die Querschnitts-kennwerte der gewalzten I-Profile aus programminternenDateien übernommen werden. Das Programm ermittelt Mcr,y

Tabelle 5. c/t-Verhältnisse und Querschnittsklassen für durchMy beanspruchte I-Querschnitte Table 5. c/t relations and cross sections classes for I-profilesunder bending moments My

Stahlsorte S 235 Stahlsorte S 355

Gurt Steg Gurt StegKlasse c/t ≤ c/t ≤ c/t ≤ c/t ≤

3 14 124 11,39 100,88

2 10 83 8,13 67,53

1 9 72 7,32 58,58

Bild 5. Verhältnis der Umrechnungsfaktoren max fu/min fumit den drei Fällen in den Tabellen 2 bis 4 vergleichenFig. 5. Ratio of the conversion factors max fu/min fu relatedto the three cases in tables 2 to 4

941



nach Gl. (12), χLT,mod nach Gl. (3) und führt den Nachweisnach Gl. (1).

Mit dem EDV-Programm BDK-FE-Stäbe können idealeBiegedrillknickmomente Mcr,y nach der Methode der fini-ten Elemente (FEM) berechnet werden. Der Leistungsum-fang ist auf gerade Stäbe mit gleich bleibendem Querschnittbeschränkt. Da beliebige Randbedingungen (Lagerung) so-wie Gleichstrecken- und Einzellasten in beliebiger Last-stellung eingegeben werden können, werden breite Anwen-dungsbereiche abgedeckt und es können alle Variantenvon Einfeld- und Durchlaufträgern mit gleich bleibendenQuerschnitten untersucht und nachgewiesen werden.

Literatur

[1] DIN EN 1993-1-1 (12/2010) und NA (12/2010): Bemessungund Konstruktion von Stahlbauten; Allgemeine Bemessungs-regeln und Regeln für den Hochbau.

[2] DIN 18800 Teil 2 (11/2008): Stahlbauten; Stabilitätsfälle,Knicken von Stäben und Stabwerken.

[3] Kindmann, R.: Stahlbau Teil 2: Stabilität und Theorie II.Ordnung. Berlin: Ernst & Sohn 2008.

[4] Boissonnade, N., Greiner, R., Jaspart, J. P., Lindner, J.: Rulesfor Member Stability in EN 1993-1-1. Background documen-tation and design guidelines. Multicomp. ECCS/EKS publ.no. 119, Brüssel, 2006.

[5] Kindmann, R., Käsmaier, M.: Design Aids for Lateral Tor-sional Buckling of Beams. EUROSTEEL 2011, Budapest, Pro-ceedings pp. 1803–1808.

[6] Kindmann, R., Beier-Tertel, J.: Abminderungsfaktoren fürdas Biegedrillknicken von Walzprofilen – Grundsätzliches.Stahlbau 79 (2010), H. 1, S. 25–33.

[7] Krüger, U., Kindmann, R.: Stahlbau. – Teil 1: Grundlagen.5. Auflage. Berlin: Ernst & Sohn 2012.

Autoren dieses Beitrages:Prof. Dr.-Ing. Rolf KindmannDipl.-Ing. Manfred Käsmaier, Ruhr-Universität Bochum, Lehrstuhl für Stahl-, Holz-, und Leichtbau, Universitätsstr. 150, 44801 Bochum, [email protected]

führt. Für die Simulationen werden einMehrkörperdynamik-Programm sowieein Finite-Elemente-Programm eingesetzt.Zur Verbesserung der Prognosequalität,werden diese um eine präzisere Darstel-lung der Fahrzeug-Fahrbahn-Interaktionund um die Implementierung eines In-sassen Dummies einschließlich Gurt -system erweitert. Im Vergleich zu realenAnprallprüfungen ist die gute Reprodu-zierbarkeit sowohl der Simulationser-gebnisse als auch der Schlittenversucheentscheidend.

Die experimentellen Untersuchungenim Schlittenversuch zeigen zwischen demASI und dem HIC einen polynomen(bzw. exponentiellen) Zusammenhangmit hohem Bestimmtheitsmaß. Signifi-kant ist, dass alle Schlittenversuche mitKonfiguration für ein starres Rückhalte-system zu einem Bruch der Seitenscheibedurch den Dummykopf führen. Die Er-gebnisse der Versuche als auch der Simu-lationen belegen insgesamt die deutlichhöhere Insassenbelastung bei Fahrzeug -anprall an vergleichsweise starre Rück-haltesysteme im Vergleich zu den ehernachgiebigen Rückhaltesystemen ausStahl.

Die Simulationen liefern außerdemwertvolle Vorarbeiten zur Verstärkungdes bisher standardmäßig eingesetztenFahrzeug-Rückhaltesystems „EinfacheDistanzschutzplanke mit 2 m Pfostenab-stand (EDSP 2.0)“ für den Einsatzbereichbei geforderter Aufhaltestufe H2 nachEN 1317. In weiteren Anprallsimulatio-nen, begleitet von Fallturmversuchen,

Schutz von Fahrzeuginsassen durchverbesserte Wirkung von Stahlschutz-planken (P 717)

Ziel des Forschungsprojekts ist es, dasSchutzniveau von Fahrzeuginsassen beieinem Unfallgeschehen zwischen Fahr-zeug und Schutzeinrichtung an Straßenzu verbessern. Durch die disziplinüber-greifende Zusammenarbeit der Fahrzeug-technik (ika) mit dem Stahlbau (Stb)kann für Fahrzeug und Schutzeinrich-tung untersucht werden, wie die bei ei-nem Pkw-Anprall auftretende Fahrzeug-beschleunigungen mit dem zu erwarten-den Verletzungsrisiko der Insassen inZu sammenhang stehen. Durch eine ge-eignete Konstruktionsgestaltung, könnendann die als Unfallfolge auftretenden Ver-letzungen reduziert werden.

Die Bewertung der derzeitigen für dieAnprallheftigkeit nach EN 1317 verwen-deten Einstufungskriterien steht im Mit-telpunkt der Arbeiten des Forschungspro-jekts. Während es für das in der Fahr-zeugindustrie verwendete Kriterium HIC(Bewertung der Beschleunigungen am(Dummy-) Kopf bereits Korrelationsunter-suchungen bzgl. der Verletzungsschweregibt, sind vergleichbare Untersuchungenfür die wesentliche in EN 1317 verwen-dete Kenngröße ASI (Bewertung der Beschleunigungen am Fahrzeugschwer-punkt) nicht bekannt. Daher werden hiersowohl Simulationen als auch Schlitten-versuche mit verschiedenen Dummy-Modellen (US-SID und Hybrid ll) mitund ohne Fahrzeugkarosserie durchge-

Aus der Forschung

kann zudem aufgezeigt werden, dassdurch den Einsatz von höherfestem Stahldie Ressourceneffizienz und damit dieNachhaltigkeit bei Stahlschutzplankengesteigert werden kann.

Das IGF-Vorhaben 14823 N derFOSTA – Forschungsvereinigung Stahl-anwendung e.V., Düsseldorf, wurde amLehrstuhl und Institut für Stahlbau undLeichtmetallbau, RWTH Aachen sowiedem Institut für Kraftfahrzeuge Aachen,RWTH Aachen durchgeführt und überdie AiF im Rahmen des Programms zurFörderung der industriellen Gemein-schaftsforschung und -entwicklung (IGF)vom Bundesministerium für Wirtschaftund Technologie aufgrund eines Be-schlusses des Deutschen Bundestagesgefördert.

Der Berichtsband umfasst 216 Seitenund enthält 170 Abbildungen/Tabellen,Schutzgebühr: € 25,50 inkl. USt. zzgl.Versandkosten, ISBN 3-937567-83-6.

Dipl.-Ing. Gregor Nüsse MSc

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Berichte


bahnquerschnittes und des entstehen-den horizontalen Hebelarmes zwi-schen vertikalem Punktlasteintragund Schubmittelpunkt des Träger-querschnittes solange, bis der Gleich-gewichtszustand erreicht ist.

1.1.1 Kranbahnträger als Walzprofil(Doppel T-Träger)

Infolge des vertikalen Hebelarmes zwi-schen horizontalem Lasteintrag undSchubmittelpunkt entsteht grundsätz-lich immer ein hohes Torsionsmoment.Zusätzlich ist für diese Querschnitts-form eine geringe Quersteifigkeit zubenennen. Bei Biegemomenten umdie schwache Achse (Mz) entstehenan beiden Flanschbreiten dreiecksför-mige Biegespannungsverteilungen,wobei die maximalen Biegespannun-gen nur an den äußeren Eckpunktender Flansche entstehen. Dafür ist dieseQuerschnittsform wiederum nicht ge-eignet, da es kein fachliches Argumentgibt, eine gesamte Flanschfläche be-züglich Breite und Dicke konstant zudimensionieren, obwohl nur an denFlanschenden maximale Spannungenauftreten. Vergrößern sich die Kran-bahnträgerbelastungen bzw. die Spann-weite, wird sehr schnell eine rechne-rische Tragfähigkeitsgrenze erreicht –diese Querschnittsform ist „horizontalzu weich“. Entweder ergibt sich einSpannungsproblem am oberen Flansch,die zulässige horizontale Verformungist nicht mehr einzuhalten, oder es istgrundsätzlich kein Gleichgewichtszu-stand erreichbar.

1.1.2 Kranbahnträger als winkelverstärkte Walzprofile

Um eine Erhöhung der Tragfähigkeits-grenze für Walzprofile zu erreichen,

Vorschläge für eine neue Stahlbau-Profilreihe für KranbahnträgerTim Weber

Die statische Berechnung von Kranbahnträgern verlangt bereits für geringe Kranbahnträ-gerbelastungen unverhältnismäßig große Querschnitte für die Doppel T-Träger. Das wie-derum ergibt die eindeutige Aussage, dass mit dieser Stahlbau-Profilreihe keine optimierba-ren Querschnitte bei anzustrebender Grundforderung nach minimaler Eigenmasse erzielbarsind. Im Folgenden wird eine eigenständige Stahlbau-Profilreihe für Kranbahnträger vorge-schlagen. In der Praxis wäre es somit für den Bau von Kranbahntragwerken in Abhängigkeitvon Belastung und Kranbahnlänge möglich, den benötigten Querschnitt aus dieser neuenStahlbau-Profilreihe auszuwählen und damit die erforderliche Eigenmasse signifikant zu re-duzieren. Auch für den Stahlhochbau würden sich Einsatzmöglichkeiten für diese Stahlbau-Profilreihe ergeben. Ihre Querschnittsformen sind in den Bildern 1 und 2 dargestellt.Eine Patentanmeldung für die genannte neue Stahlbau-Profilreihe liegt dem Deut schenPatent- und Markenamt bereits vor [1]. Es wird angestrebt, das bestehende Prioritäts -datum der deutschen Patentanmeldung zu nutzen und die eingereichte Patentbeschrei-bung auf eine europäische oder internationale PCT-Anmeldung aus zuweiten.

Bild 1. Erste Querschnittsform derneuen Profilreihe nach [1]

Bild 2. Zweite Querschnittsform derneuen Profilreihe nach [1]

1 Anwendung der neuen Profilreihe für Kranbahnträger

1.1 Berechnungsgrundsätze

Kranbahnträger werden durch hori-zontale und vertikale Punktlasten ausden Radblöcken der Kopfträger vonKrananlagen (z. B. Brückenkrane) alswandernde Radlastgruppe bean-

sprucht. Diese Punktlasten verursa-chen zweiachsige Biegemomente (My,Mz), zweiachsige Schubkräfte (Vy, Vz),und das Torsionsmoment (Mt). DasTorsionsmoment infolge des vertikalenHebelarmes zwischen horizontalemPunktlasteintrag und Schub mittel -punkt des Trägerquerschnittes erhöhtsich durch die Verdrehung des Kran-

DOI: 10.1002/stab.201101505


Berichte

werden am Obergurt gleichschenk-lige bzw. ungleichschenklige Winkel-profile angeschweißt, die die Quer -steifigkeit um ein Mehrfaches erhöhenund den Schubmittelpunkt in Rich-tung Obergurt verlagern. Bei dieserAusführung können Walzprofil undWinkelprofil aufeinander abgestimmtwerden, um alle Nachweisformate fürTragfähigkeit und Gebrauchstauglich-keit zu erfüllen, wobei sich auch beidieser Ausführung unverhältnismäßiggroße Querschnittsflächen und somitnicht wirtschaftliche Eigenmassen er-geben. Das Ziel, gleichzeitig hohe pro-zentuale Auslastungen für alle Nach-weisformate infolge Tragfähigkeit undGebrauchstauglichkeit zu erzielen, istaufgrund der vorhandenen geometri-schen Abmessungen des ausgewähl-ten Walzprofils und der Winkelpro-file nicht möglich. Als Beispiel ist hierein grundsätzlich geringer prozentua-ler Auslastungsgrad für den Steg desWalzprofils zu benennen. Zusätzlichsind für die Schweißnähte Betriebs-festigkeitsnachweise zu führen. Infolgeder erforderlichen Längsschweißnähteüber die gesamte Trägerlänge entste-hen zusätzliche Fertigungskosten.

1.1.3 Kranbahnträger als Schweißprofil

Bei dieser Ausführungsform werdenBleche zu einem optimierten Kran-bahnträgerquerschnitt zusammenge-schweißt, so dass mit dieser Quer-schnittsform und eingesetzter Quer-schnittsfläche die anzustrebendeGrundforderung nach minimaler Ei-genmasse prinzipiell möglich wäre.In der Praxis werden geschweißteKranbahnträger aus Blechen aller-dings nur für Sonderlösungen konzi-piert. Geschweißte Kranbahnträgeraus Blechen bereitzustellen, die alsErsatz für Walzprofile und winkelver-stärkte Walzprofile fungieren, sind bis-her nicht bekannt und ergäben aucheinen immensen Zeit-, Fertigungs- undKostenaufwand, der sich nur bei ent-sprechend hohen Stückzahlen wirt-schaftlich darstellen könnte.

1.1.4 Vorteile der neuen Profilreihe für Kranbahnträger

Die neue Profilreihe führt bei der Be-messung von Kranbahnträgern grund -sätzlich zu wesentlich wirtschaftliche-ren Profilquerschnitten, d. h. zu einererheblichen Eigenmassereduzierung,

so dass eine rechnerische Bemessungvon Kranbahnträgern mit der Grund-forderung nach minimaler Quer-schnittsfläche und damit auch redu-zierter Eigenmasse erstmals wirtschaft-lich umgesetzt werden kann. Zu sätz- lich wird die bisher bestehende Trag-fähigkeitsgrenze der Walzprofile, wel-che die Wahl eines winkelverstärktenWalzprofils oder eines geschweißtenKranbahnträgerquerschnittes aus Ble-chen erforderlich machte, praktischaufgehoben, so dass es erstmalig mög-lich ist, mit noch bedeutend größerenBelastungen und größeren Spannwei-ten Kranbahnen mit der neuen Profil-reihe zu konzipieren.

Aufgrund der Ausbildung desoberen Flansches, der breiter und op-tional dicker gegenüber dem unterenFlansch ausgeführt wird, ergibt sicheine wesentliche Erhöhung der Biege-steifigkeit um die schwache Achse(E · Iz), wobei die geometrische Aus-bildung der beiden oberen senkrech-ten Außenflansche die Erhöhung desTrägheitsmomentes (Iz) infolge desSteinerschen Anteiles bewirkt. BeiBiegemomenten um die schwacheAchse werden die maximalen Bie-gespannungsspitzen durch die senk-rechten Außenflansche in eine we-sentlich geringere lineare Biegespan-nungsverteilung überführt. Ein zweiterwesentlicher Vorteil ergibt sich ausder neuen Lage des Schubmittelpunk-tes, der sich bei den Querschnitten derneuen Profilreihe sehr stark in Rich-tung Oberflansch verschiebt. Durcheine gemeinsame Optimierung allergeometrischen Teilflächen lässt sichdie Lage des Schubmittelpunktes so-gar in die obere horizontale Flansch-fläche hinein verschieben mit erheb -lichen Vorteilen: Das vorhandeneTorsionsmoment würde dabei starkreduziert werden bzw. würde erst garnicht entstehen, wenn die Horizon-talkräfte mit dem Schubmittelpunkteine Wirkungslinie bilden würden.

Das Ziel, eine gleichmäßig hoheprozentuale Auslastung für alle Nach-weisformate infolge Tragfähigkeit undGebrauchstauglichkeit zu erreichen,ist mit Querschnitten der neuen Pro-filreihe möglich.

1.1.5 Zur Praxistauglichkeit der neuenProfilreihe für Kranbahnträger

Bei Krananlagen sind die Tragfähig-keiten (Hublasten) genormt. Die Eigen-

massen der Krananlagen (z. B. Brücken-krane) sind von ausgewählter ge-normter Tragfähigkeit und Spannweite(Spurmittenmaß) abhängig. Aus Trag-fähigkeit (Hublast), Eigenmasse unddes möglichen Anfahrbereiches derBrückenlaufkatze auf dem Brücken -träger ergeben sich maximale vertikaleRadlasten, welche die Kranbahn be-anspruchen. So können beispielsweisezwei unterschiedliche Brückenkran-anlagen

– Brückenkran 1:Tragfähigkeit: 6,30 tSpannweite: 24,0 m

– Brückenkran 2:Tragfähigkeit: 10,0 tSpannweite: 10,0 m

dieselben maximalen vertikalen Rad-lasten aufweisen, die den Kranbahn-träger beanspruchen. Auf die Erläute-rung zusätzlicher Beiwerte (z. B.Schwingbeiwert infolge der Hubklas-seneinstufung des Kranes) soll hierverzichtet werden, da sie mit glei-chem Betrag auf beide Brückenkraneanzusetzen wären.

Bei Krantragwerken besteht eben-falls ein prozentualer Zusammenhangzwischen den Vertikal- und den Hori-zontalkräften. Vergrößern sich die Ver-tikalkräfte des Krantragwerkes, so er-höhen sich linear auch die errechnetenhorizontalen Massenkräfte und Schräg -laufkräfte (s. BerechnungsvorschriftDIN 15018 [2]). Eine Veränderungbzw. Verringerung dieser Horizontal-kräfte kann durch geeignete geome-trische Maßnahmen erreicht werden:– Durch eine Verlängerung der bei-

den seitlichen Kopfträger einesBrückenkranes lassen sich gemäßBerechnungsalgorithmen geringereHorizontalkräfte errechnen (zu-sätzlich verändern sich dadurchauch die Lasteinleitungspunkte derVertikallasten auf den Kranbahn-träger).

– Durch den Einsatz von Seitenfüh-rungsrollen ergeben sich wesentlichgeringere Horizontalkräfte.

– Eine Vergrößerung des Mindestab-standes des Anfahrbereiches derBrückenlaufkatze gegenüber derKranbahn verringert die Maximal-belastung der stärker beanspruch-ten Kranbahn.

Bei Kranbahnen bestehen ebenfallsZusammenhänge bezüglich vorhan-

944

Berichte


dener Lastbeanspruchung, statischemSystem, Kranbahnträgerlänge, Ab-stände der einzelnen Lasteintragungs-punkte usw., die Schnittgrößen verur-sachen und zu einer Querschnittsgeo-metrie des Kranbahnträgers führen.

Unter Berücksichtigung der ge-nannten Zusammenhänge könnendurch umfangreiche numerische stati-sche Parameteruntersuchungen „Be-reiche“ festgelegt werden, die einenminimalen und maximalen Grenz-wert aufweisen. Und für jeden dieserdefinierten „Bereiche“ ist mindestenseine – der Grundforderung nach mi-nimaler Querschnittsfläche und damitauch reduzierter Eigenmasse – ent-sprechende Querschnittsform inner-halb der neuen Profilreihe verfügbar.

Die Idee, eine Kompatibilität derneuen Profilreihe mit bestehendenProfilreihen (z. B. HEA-Profilreihe [3])sicherzustellen, ist dabei mit zusätzli-chen Vorteilen verbunden, weil es ohneProbleme möglich wäre, den neuenQuerschnitt mit bestehenden DoppelT-Träger-Querschnitten in einem Ge-samttragwerk zusammenzufassen. Sokönnten beispielsweise alle Profil-höhen der gesamten bestehenden eu-ropäischen HEA-Profilreihe zur Fest-legung sämtlicher Trägerhöhen derneuen Profilreihe herangezogen wer-den.

1.1.6 Wirtschaftlicher Nutzen derneuen Profilreihe

In der Praxis wäre es somit für denBau von Kranbahnen in Abhängig-keit von Belastung und Kranbahn-länge möglich, den erforderlichenStahlquerschnitt aus der neuen Pro-filreihe auszuwählen. Die Profilreihekönnte für Trägerhöhen von hmin =100 mm bis hmax = 800 mm ausgelegtwerden, wobei die geometrischen Ab-messungen aller einzelnen Teilquer-schnitte (in Bezug auf Länge, Breite,Dicke, Höhe und Radien) dieser neudefinierten „Bereiche“ in optimierterAusbildung noch zu ermitteln wären.Ob sich daraus eine oder ggf. zwei ei-genständige Profilreihen ergeben, sollhier nicht weiter verfolgt werden.

Die wichtige Frage nach demquantitativen Umfang der jährlichenin Deutschland errichteten Kranbah-nen ist nicht einfach zu beantworten,da dieser statistisch nicht erfasst wird.Gleichwohl kann dieser Wert grob ge-schätzt werden: Für jeden Meter Kran-

bahnlänge wird eine Kranschiene be -nötigt – entweder als Flachstahl oderals Kranschienenprofil (Form A).Durch zahlreiche Telefonate des Au-tors mit dem Stahlhandel konntenAngaben über die verkaufte Tonna-gen von Flachstählen und Kranschie-nenprofilen (Form A) pro Jahr zu-sammengetragen werden. Auf dieserGrundlage war es möglich, einen er-sten Richtwert für die Tonnage vonneu errichteten Kranbahnen pro Jahrzu ermitteln: Für Deutschland ergä-ben sich demnach ca. 100000 t/Jahr –für den gesamten europäischen Wirt-schaftsraum läge dieser Richtwertentsprechend höher. Daraus folgt einerheblicher wirtschaftlicher Vorteilder neuen Profilreihe beim Bau vonKranbahnträgern.

2 Anwendung der Profilreihe im Stahlhochbau

Auch für andere Gebiete des Stahl-baus, wo die Belastungseinträge denBerechnungsalgorithmen von Kran-bahnträgern sehr nahe kommen, wäredie neue Profilreihe von Vorteil – zunennen wären beispielsweise die An-wendung – als Biegeträger, der durch zweiach-

sige Biegemomente beanspruchtwird

– als Auflagerträger für Rohrleitungs-systeme. An jedem Rohrleitungsla-ger entstehen Horizontalkräfte, diedirekt in den Oberflansch eingelei-tet werden. Entweder ergeben sichdiese Horizontalkräfte durch einestatische Berechnung oder infolgeeiner anzusetzenden Reibungskraft(FH = Fz · μ). Bisher ergaben sichbereits für geringe Rohrleitungsauf-lagerlasten unverhältnismäßig gro -ße Querschnitte und somit Eigen-massen für die Doppel T-Träger, diemit der neuen Profilreihe deutlichreduziert werden könnten.

Als horizontaler Aussteifungsriegelfür Hallentragwerke hätte dieseQuerschnittsform ebenfalls Potenzial.Das Trägheitsmoment Iz ist wesent-lich erhöht, die Querschnittsflächestrebt einen Minimalwert an, so dassder Trägheitsradius iz einen ge-wünscht hohen Wert annehmenkann, der sich minimierend für einmaßgebendes Knicken um die schwa-che Achse auswirkt. Auch für diesenAnwendungsfall würde die neue Pro-

filreihe ein beträchtliches Einsparpo-tenzial bieten.

3 Vergleichsrechnungen für Kranbahnträger

Um die Einsparpotenziale der neuenProfilreihe zu verdeutlichen, werdennachfolgend drei Vergleichsrechnun-gen vorgestellt; dabei werden die sta-tisch erforderlichen HEA- und HEB-Querschnitte [4] den entsprechendenQuerschnitten der neuen Profilreihegegenübergestellt. Als Stahlgüte wirdein S 235 angesetzt.

Festgelegte Grenzwerte für dieGebrauchstauglichkeitsnachweise:– maximale horizontale Verformung:

�/600– maximale vertikale Verformung:

�/800

Geometrische Abmessungen:Für alle drei Rechnungen wird dasgleiche statische System herangezo-gen sowie konstruktiv als Kranschieneein Flachstahl 50 × 30 mm berücksich-tigt (Bild 3):– Kranbahnlänge: � = 6,00 m– Achsabstand: c = 2,50 m

Belastungswerte:Die angesetzten Werte in allen dreiVergleichsrechnungen entsprechen denmaximalen Radlasten einer Fahrwerks-seite des Kranes und sind aus [5, S. 63]entnommen.

Bild 3. Statisches System für die Ver-gleichsrechnungen

3.1 Erste Vergleichsrechnung

Für die Querschnitte der HEA- undHEB-Reihe können die Profileigen-massen Tabelle 1 entnommen werden.Der gewählte Querschnitt aus derneuen Profilreihe ist in Bild 4 darge-stellt, für ihn ergibt sich die Eigen-masse G = 50,77 kg/m (s. Tab. 1).

Sowohl für den HEA 320 als auchfür den HEB 280 ergeben sich durch-schnittliche Spannungsauslastungen.Der Beulnachweis der Stege besitzt Op-timierungspotenzial. Die Verformungs-


Berichte

nachweise in horizontaler Richtungzeigen, dass die Querschnitte horizon-tal sehr steif konzipiert sind. Als maß-gebendes Nachweisformat ist für beideQuerschnitte der Verformungsnach-weis in vertikaler Richtung zu benen-nen. Werden der HEA 320 und derHEB 280 um eine Profilgröße kleinergewählt, wäre der Verformungsnach-weis in vertikaler Richtung nicht mehrerfüllt.

Mit dem gewählten Querschnittder neuen Profilreihe (Bild 4) ist esmöglich, für alle Nachweisformategleichzeitig einen hohen Auslastungs-grad zu erreichen. Die dabei erzieltenEigenmassenersparnisse sind Tabelle 1zu entnehmen.

3.2 Zweite Vergleichsrechnung

Für die Querschnitte der HEA- undHEB-Reihe können die Profileigen-massen Tabelle 2 entnommen wer-den. Der gewählte Querschnitt ausder neuen Profilreihe ist in Bild 5 dar-gestellt; für ihn ergibt sich die Eigen-masse G = 76,64 kg/m.

Sowohl für den HEA 500 als auchfür den HEB 360 ergibt sich einehohe Spannungsauslastung. Der Beul -nachweis der Stege besitzt wiederOptimierungspotenzial. Aus den Ver-formungsnachweisen für den HEA 500ist erkennbar, dass die Trägheitsmo-mente Iz und Iy kein gutes Verhältnis

Mit dem gewählten Querschnittder neuen Profilreihe (Bild 5) ist esmöglich, für alle Nachweisformategleichzeitig einen hohen Auslastungs-grad zu erreichen. Die dabei erreich-ten Eigenmassenersparnisse sind Ta-belle 2 zu entnehmen.

3.3 Dritte Vergleichsrechnung

Für den Querschnitt der HEB-Reihekann die Profileigenmasse Tabelle 3entnommen werden. Dagegen konnteaus der HEA-Reihe kein tragfähigerQuerschnitt ermittelt werden. Der ge-wählte Querschnitt aus der neuenProfilreihe ist in Bild 6 dargestellt; fürihn ergibt sich die Eigenmasse G =114,73 kg/m.

Für die HEA-Reihe ist kein Trag -sicherheitsnachweis möglich. Für denHEB 900 ergibt sich eine durch-schnittliche Spannungsauslastung,wo bei der Beulnachweis des Stegeswieder keinen hohen Auslastungs-grad er reicht. Aus den beiden Verfor-mungsnachweisen ist erkennbar, dassdie Trägheitsmomente Iz und Iygrundlegend nicht miteinander har-monieren. Da die Flanschbreite auf30 cm Breite begrenzt ist, kann nurüber die Erhöhung der Flanschsdickeeine benötigte Erhöhung des Träg-heitsmomentes Iz erreicht werden,wodurch sich die Trägerhöhe vergrö -ßert. Diese Vorgehensweise hat einenentsprechend hohen Wert für dasTrägheitsmoment Iy zur Folge, wasfür den Verformungsnachweis in ver-tikaler Richtung einen sehr geringenAusnutzungsgrad bewirkt. Wird derHEB 900 um eine Profilgröße kleinergewählt, wäre der Verformungsnach-

Tabelle 1. Ausgangswerte und Ergebnisse der ersten Vergleichsrechnung

Kranbesatz Einträgerbrückenkran

Tragfähigkeit (Hublast) 5,0 t Spannweite 22,0 m

Belastungswerte sind aus [2] entnommen

Vertikallast: Rmax = 40,0 kN(charakteristische Last ohne Schwingbeiwert)

Horizontallast: H = 0,25 · Rmax(Annahme entspricht Durchschnittswert)H = 0,25 · 40,0 kNH = 10,0 kN

Ergebniswerte

Spannungs- Verformungsnachweis Beulnachweis Profil-Profilquerschnitt nachweis horizontal vertikal Steg eigenmasse

% < �/600 < �/800 % kg/m

HEA 320 77,1 �/816 �/970 33,5 97,60

HEB 280 75,3 �/872 �/813 33,0 103,00

neue Quer-96,5 �/633 �/951 89,9 50,77

schnittsform

Gewichtsersparnis der– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEA 320: 47,98 %– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEB 280: 50,70 %

Bild 4. Querschnitt der neuen Profil-reihe für die erste Vergleichsrechnung

zueinander besitzen. Es besteht einhoher Ausnutzungsgrad für den Ver-formungsnachweis in horizontalerRichtung bei gleichzeitig geringerAuslastung für den Verformungsnach-weis in vertikaler Richtung. Dagegenstellt sich für den HEB 360 diesesVerhältnis Iz/Iy wesentlich günstigerdar. Wird der HEA 500 um eine Pro-filgröße kleiner gewählt, wäre derVerformungsnachweis in horizontalerRichtung nicht mehr erfüllt. Wird derHEB 360 um eine Profilgröße kleinergewählt, wären der Verformungsnach-weis in vertikaler Richtung und derSpannungsnachweis nicht mehr ein-zuhalten.

Bild 5. Querschnitt der neuen Profil-reihe für die zweite Vergleichsrechnung

946

Berichte


weis in horizontaler Richtung nichtmehr erfüllt.

Mit dem Querschnitt der neuenProfilreihe ist es möglich, für alleNachweisformate gleichzeitig einenhohen Auslastungsgrad zu erreichen.Die dabei erzielten Eigenmassener-sparnisse sind Tabelle 3 zu entnehmen.

3.4 Bewertung der Vergleichsrechnungen

Aus den Ergebnisbewertungen ist ein-deutig erkennbar, dass die z. Z. ge-bräuchlichen Querschnitte der HEA-und HEB-Reihe nicht für Kranbahn-träger konzipiert wurden. Für Kran-

bahnträger stellen sie lediglich einenKompromiss aufgrund fehlender Al-ternativen dar. Mit der neuen Profil-reihe für Kranbahnträger sind hoheEigenmassenersparnisse gegenüber derHEA- und HEB-Reihe bei gleicherTragfähigkeit möglich.

4 Mögliche Herstellungstechnologiender neuen Profilreihe

4.1 Gewalzte Profile

Als mögliche Herstellungstechnolo-gie für die vorgeschlagene Profilreihekönnte ein Walzverfahren zum Ein-satz kommen. Bei der Universalträ-gerstraße könnten in Abhängigkeitvon Anfangsquerschnitt (Vorblock),Umformvermögen, Auslegung derWalzen, Auslegung der Antriebe, Ge-schwindigkeit des Vorschubes usw.mehrere Universalgerüste so hinterei-nander angeordnet werden, dass dergewünschte Endquerschnitt erhaltenwird. Allerdings sind hierzu Modifi-kationen bestehender Universalgerüstebzw. Universalträgerstraßen notwen-dig. Als mögliche Modifikation kämevielleicht ein Walz- und Biegeverfah-ren in Betracht, bei dem durch hinter-einander geschaltete Walzen (kontinu-ierliche Formgebung) oder eine „bru-tale“ Abkantung des heiß erwärmtenStahlträgers die beiden oberen senk-rechten Außenflansche des Obergur-tes konzipiert werden können. Diegewünschte Breite des unteren Flan-sches könnte durch ein nachträglichmechanisierten Brennschneidevor-gang realisiert werden.

Mit der Herausarbeitung der Vor-teile dieser neuen Profilreihe für Kran-bahnträger wurde dokumentiert, dass

Tabelle 2. Ausgangswerte und Ergebnisse der zweiten Vergleichsrechnung

Kranbesatz Zweiträgerbrückenkran





Ergebniswerte


% < �/600 < �/800 % kg/m

HEA 500 84,0 �/663 �/1867 32,1 155,00

HEB 360 96,2 �/672 �/931 42,3 142,00

neue Quer-98,9 �/633 �/1119 95,4 76,64

schnittsform

Gewichtsersparnis der– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEA 500: 50,55 %– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEB 360: 46,00 %

Tabelle 3. Ausgangswerte und Ergebnisse der dritten Vergleichsrechnung

Kranbesatz Zweiträgerbrückenkran





Ergebniswerte


% < �/600 < �/800 % kg/m

HEA … kein Nachweis der Tragsicherheit möglich

HEB 900 77,90 �/619 �/6054 22,1 291,00

neue Quer-98,9 �/765 �/1186 89,7 114,73

schnittsform

Gewichtsersparnis der– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEA ......: –– neuen Querschnittsform im Vergleich zum HEB 900: 60,57 %

Bild 6. Querschnitt der neuen Profil-reihe für die dritte Vergleichsrechnung


Berichte

der praktische Bedarf für eine derar-tige Profilreihe groß ist. Es entstehenVorteile in solchen Größenordnungen,die den hohen Aufwand des Modifi-zierens einer Walzstraße bzw. Ferti-gungsstraße für die neue Profilreiherechtfertigen.

4.2 Geschweißte Profile

Zusätzlich ist in den Patentansprüchender Patentanmeldung [1] auch eine ge -schweißte Ausführung dieser neuenQuerschnittsformen mit Blechen alseigenständige Profilreihe definiert. Beieinem Schweißträger kann eine zu-sätzlich optimierte Variante re alisiertwerden; dünner oberer Flansch unddickere obere senkrechte Außenflan-sche. Als Schweißträger kann derQuerschnitt so dimensioniert wer-den, dass grundsätzlich keine Verfor-mungsnachweise bestimmend in derNachweisführung sind. Das bedeutetwiederum, dass bei Spannungsnach-weisen höhere Stahlgüten grundsätz-lich die bessere Wahl sind. Der nega-tive Einfluss von Betriebsfestigkeits-nachweisen an den Schweißstellenkann durch eine geeignete Stelle undWahl der Schweißnaht minimierendgestaltet werden.

Bei einer eigenständigen Profil-reihe dieser Querschnitte als Schweiß -träger werden die dazu benötigtenSchweißroboter optimiert ausgelastet,so dass auch für die geschweißte Aus-führungsform ein praktischer Bedarfsowie eine erfolgreiche wirtschaftlicheUmsetzbarkeit eindeutig erkennbarsind.

5 Ausblick

Um die neue Stahlbau-Profilreihe zuentwickeln, bedarf es noch weitererArbeiten zusammen mit der Stahlan-wendungsforschung im universitärenund industriellen Bereich.

Als nächster Schritt sollte das be-stehende Prioritätsdatum der deut-schen Patentanmeldung [1] dazu ge-nutzt werden, die eingereichte Patent-beschreibung auf eine europäischeoder internationale PCT-Anmeldung(Patent Cooperation Treaty-Anmel-dung) auszuweiten.

Es ist im Interesse der am Bauvon Kranbahnträgern Beteiligten imBesonderen und den Stahlbaubeflis-senen im Allgemeinen, die bestehendeChance für die vorgeschlagene neueProfilreihe zu nutzen, um die erheb -lichen Einsparpotenziale alsbald zu

realisieren. Der Autor möchte mit dervorliegenden Veröffentlichung das In-teresse der Fachleute an der erfolgrei-chen Überführung der Patentidee indie Praxis wecken.

Literatur

[1] Patentanmeldung beim DeutschenPatent-, und Markenamt in München.Anmeldetag: 27. 01. 2011, Anmelder:Dipl.-Ing. Ulrike Weber. Bezeichnung:Aus einem gewalzten einstückigen Stahl-bauprofil bestehender Biegeträger, Do -kument: AKZ 10 2011 009 544.6.

[2] DIN Deutsches Institut für Normunge. V. (Herausgeber): DIN 15018-1, No-vember 1984. Krane; Grundsätze fürStahltragwerke; Berechnung.

[3] HEA (IPBI)-Reihe nach DIN 1025Teil 3 und Euronorm 53-62.

[4] HEB (IPB)-Reihe nach DIN 1025Teil 2 und Euronorm 53-62.

[5] Seeßelberg, Chr.: Kranbahnen Bemes-sung und konstruktive Gestaltung, 1. Auflage. Berlin: Bauwerk Verlag 2005.

Autor dieses Beitrages:Dipl.-Ing. Tim WeberHenriettenstraße 1104177 [email protected]

Musterstatik von Stahlhallen mit Pult-dach für Solarpanels

In Ergänzung zu der kostenfreien Typen-statik für 18 Stahlhallen mit Satteldachbietet bauforumstahl nun eine ebenfallskostenlose Musterstatik für eine Pultdach-halle, die für die Anbringung von Solar -panels ausgelegt ist, an (Bilder 1 und 2).

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lichst großes Querschnittsflächen-Um-fangs-Verhältnis

– montagefreundliche Anschlüsse – Minimierung des Fertigungsaufwandes

bei Ausnutzung der Möglichkeiten vonAnarbeitungszentren des Stahlhan-dels bzw. kleiner Metallbaubetriebe.

Die Energieeffizienz von Photovoltaikan-lagen ist vom Neigungswinkel, der geo-grafischen Breite und der Ausrichtung ab-hängig. Für die Regionen Deutschlandssind Dachneigungen von ca. 30° bei süd-bis südwestlicher Ausrichtung optimal,

Aktuell

Bild 1. Typische Pultdachhalle mit Solardach

Bild 2. Skizze der Stahl-Pultdachhalle

wenn es um den Ertrag derartiger Solarp-anels geht. Weniger bekannt ist die Tatsa-che, dass eine Verringerung der Dachnei-gung nur zu relativ geringen Einbußenbeim Energieertrag führt. So erzeugt einauf einem Flachdach installiertes Solarpa-nel immer noch 85 % der maximal mögli-chen Energie. Bei 15° Dachneigung be-trägt der relative solare Verlust eines dortmontierten Panels lediglich 5 %.

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Persönliches


Gerhard Hanswille 60 Jahre

Die Aufgabe, eine Laudatio zu Ehren des all-seits geschätzten Kollegen Gerhard Hans-wille zu schreiben ist für mich ebensoehrenvoll wie schwierig. Im Hinblickauf die Vielseitigkeit seines Wirkens istschon die Aufbereitung der relevantenDaten kaum umfassend leistbar. Nochschwieriger ist allerdings, die ausgewo-gene Darstellung im Kontext mit der zuehrenden Persönlichkeit. Dieser leiden-schaftlich arbeitende Bauingenieur undbegnadete Hochschullehrer bewegt wirk-lich etwas. Er forscht nicht nur, sondernsetzt es auch um – direkt in die Standar-disierung und immer im Dialog mit sei-nen Fachkollegen. Er ist am Bau außer-gewöhnlicher Bauwerke maßgeblich be-teiligt, sein Rat wird weltweit geschätztund wenn er bei wichtigen Bauaufgabenmal nicht unter den Planenden zu findenist, so wurde er zur Wahrung öffentlicherBelange als Prüfingenieur verpflichtet.Sein Wort hat Gewicht, er ist kommuni-kativ, nie belehrend, wenige Worte rei-chen ihm, um zum Kern einer Angelegen-heit vorzudringen. Seine Sprachfärbungverrät seine Herkunft, das Ruhrgebiet.Dort wohnt er mit seiner Familie, die per-fekt von seiner charmanten Frau organi-siert wird. Dort kann er Energie tankenund sich zuweilen auch mal zurückziehenum dann ganz anderen Formen kreativenWirkens nachgehen zu können.

Gerhard Hanswille wurde am 24.11.1951 in Herne geboren und ging auchdort zur Volksschule. Im nahen Reckling-hausen besuchte er das Freiherr von SteinGymnasium und schloss die Schulzeit1971 mit dem Abitur ab. Es folgte dasStudium des Bauingenieurwesens an der Ruhr-Universität Bochum, das er er-folgreich 1977 mit dem Diplom been-dete. Bereits seine erste Arbeitsstelle alsTragwerksplaner im Ingenieurbüro Dr.-Ing. Trenks in Hagen prägte nachhaltigsein späteres Hauptbetätigungsfeld imBrückenbau. Eine in dieser Fachdisziplinimmer geforderte Kombination aus grund-

lagenorientierten Berechnungsansätzenund anwendungsgerechten Fertigungs-und Montagemethoden sollte fortwäh -rend sein gesamtes Berufsleben beeinflus-sen. Logisch konsequent zog es GerhardHanswille im Jahre 1980 nach erstenpraktischen Erfahrungen wieder an dieUniversität zurück. Er wurde Wissen-schaftlicher Mitarbeiter bei Professor Roikan dessen Lehrstuhl an der Ruhr-Univer-sität Bochum. Er traf dort auf interessierteMitstreiter, die von ihrem Förderer mo-tiviert, in freundschaftlicher Konkurrenzzukunftsweisende Forschungsthemen desStahl- und Verbundbaus bearbeiteten.Während dieser Zeit entstand seine Dis-sertation: Zur Rissbreitenbeschränkungvon Verbundträgern. Die Promotionschloss er mit dem Prädikat „Mit Aus-zeichnung bestanden“ und der Verleihungdes akademischen Grades Dr.-Ing. ab. Erblieb nach seiner Promotion am „Stahl-baulehrstuhl“ in Bochum und setzte dieerfolgreiche Zusammenarbeit mit Pro-fessor Roik fort. Neben umfangreicherForschungsarbeit wurden ihm interes-sante Aufgaben praktischer Ingenieur-tätigkeit übertragen. In der Lehre küm-merte er sich besonders um die an derVertiefung des Stahlbaus interessiertenStudierenden. Er schaffte es, mit didak-tischem Geschick für eine vertiefte Be-schäftigung mit den Grundlagen des Stahl-baus, der Mechanik und Dynamik zu mo-tivieren. Wie bei Persönlichkeiten seinesWerdeganges beinahe verpflichtend, folgteer im Jahre 1993 dem Ruf auf die Pro-fessur für Stahlbau und Verbundbau derBergischen Universität Wuppertal. Esblieb nicht aus, dass sich auch andere Uni-versitäten für diesen fachlich wie mensch-lich ausgewiesen Kollegen interessierten.So ereilte ihn im Jahre 1995 ein Ruf aufden Lehrstuhl für Stahlbau an die heutigeLeibniz Universität Hannover, den erzugunsten seiner Bergischen UniversitätWuppertal aber ablehnte. Er gründete imJahre 1998 das Institut für KonstruktivenIngenieurbau, dessen geschäftsführenderDirektor er bis zum heutigen Tage ist.

Mit seinen vielfältigen Kenntnissenpraktischer Ingenieurarbeit trägt er maß -geblich zum Erfolg der Ingenieurgesell-schaft HRA, Beratende Ingenieure imBauwesen bei. In diesem Ingenieurunter-nehmen ist er seit 1997 Partner. Im glei-chen Jahr erhielt er vom BundeslandNordrhein-Westfalen seine Anerkennungals Prüfingenieur für Baustatik und vomEisenbahnbundesamt die Zulassung alsSachverständiger und Prüfingenieur fürEisenbahnbrückenbau, Stahlhoch- undVerbundbau. Unter seiner Leitung wur-den herausragende Bauvorhaben wie diebaustatische Prüfung der Talbrücke WildeGera und der Brücke über den Albrechts-graben bearbeitet. Er wurde mit der Trag-werksplanung der Strombrücke am Was-

serstraßen Magdeburg beauftragt undwar verantwortlicher Prüfingenieur fürdie Rheinbrücke Wesel. Es folgten wei-tere Schrägseilbrücken wie die ElbebrückeSchönebeck und die Werrabrücke bei BadOeynhausen. Aktuell bearbeitet er mitseinem Team die baustatische Prüfungdes Hochmoselübergangs bei Zeltingen.Zum Gelingen dieses spektakulärenBrückenschlages hat er bereits in derPlanungsphase maßgebend beigetragen.Zu erwähnen sind auch seine Arbeitenzum Erhalt und dem sicheren Betriebder Schwebebahn in Wuppertal.

Es bleibt nicht aus, dass die Fachex-pertise solch ausgewiesener Professoren-kollegen in der Gremienarbeit gefordertwird. So ist er Vorsitzender der DIN-Ar-beitsausschüsse Verbundkonstruktionenim Hochbau und für Verbundbrücken, istMitglied des Projekt-Teams Eurocode 4,Mitglied des Arbeitsauschusses Verbund-konstruktionen beim Deutschen Stahl-bau-Verband, stellt sein Fachwissen imLenkungsgremium Mechanische Festig-keit und Standsicherheit sowie im Koor-dinierungsauschuss Brückenbau beimDeutschen Institut für Normung zur Ver-fügung, ist Mitglied des Sachverständige-nausschusses Verbundbau beim Institutfür Bautechnik, Mitglied des Prüfungs-ausschusses für die Zulassung von Prüf -ingenieuren und Mitglied in den DIN-Arbeitsausschüssen Stahlbrücken undLager im Bauwesen. Er ist stellvertreten-der Vorsitzender des Deutschen Aus-schusses für Stahlbau. Es war notwendig,all diese ehrenamtlichen Tätigkeiten zuerwähnen um darzustellen, welch wert-volle Arbeit für den Stahl- und Verbund-bau unter Leitung von Gerhard Hans-wille am Stahlbaulehrstuhl der BergischenUniversität Wuppertal geleistet wird. Werannehmen sollte, Gerhard Hanswillewürde die notwendige Arbeit in diesenGremien delegieren wird bei eigenerPräsenz erstaunt zur Kenntnis nehmenmüssen, mit welch detaillierten Kennt-nissen er zu überzeugen weiß und wieleidenschaftlich er sich für die Qualitätdeutscher Ingenieurskunst einsetzt. Bei alldiesen Verpflichtungen sollte man an-nehmen Gerhard Hanswille hätte keineZeit. Das trifft aber nicht zu, er nimmtsich ausgiebig Zeit für fachliche Diskus-sionen. Mit jungenhafter Neugierde gehter aktuellen Fragestellungen auf denGrund und gibt sich erst zufrieden, wenndas Problem vollständig durchdrungenist. Der Verfasser dieses Beitrags erinnertsich mit Vergnügen an so manches Tele-fongespräch, in denen zunächst Fachfra-gen im Vordergrund standen und mandaran anschließend noch bei nicht fach-gebundenen Themen die Zeit vergaß.

Aber nicht nur Fragen zur Mechanikder Tragsysteme oder deren konstruk -tiver Gestaltung bestimmen sein beruf -

Persönliches


Persönliches / Aktuell

liches Schaffen. Es setzt sich mit Nach-druck für die Entwicklung der Univer-sitäten, der Forschungsförderung undder Pflege internationaler Kontakte ein.Seit 2007 hat er als Mitglied des Hoch-schulrats seiner Universität maßgeblichan der vielbeachteten Entwicklung derBergischen Universität Wuppertal mitge-wirkt. Als Vorsitzender des Forschungs-beirats im Deutschen Ausschuss für Stahl-bau kümmert er sich nicht nur um einezielorientierte Forschungsförderung son-dern versteht es auch, mit sicherem Ge-spür zukünftige Entwicklungen zu unter-stützen. Darüber hinaus arbeitet er seitmehr als 10 Jahren als Sondergutachterfür die Deutsche Forschungsgemeinschaftund die Arbeitsgemeinschaft industriellerForschungsvereinigungen. Er ist auf in-ternationalem Parkett zuhause und wirdhäufig zu Vorträgen eingeladen. Dabeiliegen ihm die Kontakte zu befreundetenWissenschaftlern in Japan besonders amHerzen. Er war Chairman der KonferenzComposite Construction III in New York.

Mit großem Einsatz engagierte er sichim DFG-Sonderforschungsbereich 398:Lebensdauerorientierte Entwurfskon-zepte unter Schädigungs- und Deteriora-tionsaspekten. Es wären nicht von Ger-hard Hanswille geleitete Forschungsar-beiten, wenn deren Ergebnisse nicht alsunmittelbar verwertbare Erkenntnisse instandardisierte Berechnungsverfahreneingeflossen wären. Er stellt das Experi-ment häufig ins Zentrum seines wissen-schaftlichen Wirkens, benutzt es einmalum neue Erkenntnisse zu gewinnen aberhäufig auch, um entwickelte, komplexeModelle zu bestätigen. Die Schwerpunkteseiner derzeitigen Forschungsarbeit rich-tete er mit sicherem Gespür bereits voreinigen Jahren an den aktuellen FragenGebrauchstauglichkeit und Dauerhaftig-keit aus und setzt sich in diesem Zusam-menhang auch mit ungelösten Fragen derWerkstoffermüdung auseinander.

Trotz der Vielzahl seiner Verpflichtun-gen wirkt Gerhard Hanswille nie gehetztoder gar hektisch. Wer ihn im fachlichenDisput erlebt, wird feststellen, wie dieTreffsicherheit seiner Argumente und dieQualität seiner Anmerkungen zur Dis-kussion herausfordert. Wie von Persön-lichkeiten seines Schlages zu erwarten,vertritt er seine Auffassung mit dem er-forderlichen Nachdruck aber auch dergebotenen Fairness. Häufig erlebt manihn als Freund und Kritiker in einer Per-son. Es bleibt ihm zu wünschen, dass erdie aufgrund unablässigen Zeitmangelsunerledigt gebliebenen Vorhaben in dieTat umsetzten kann, besonders auch diegegenüber seiner Familie immer wiederin Aussicht gestellten Absichten. Wir,seine Kollegen und Kolleginnen, Mitar-beiter und Mitarbeiterinnen sowie alleseine Freunde und Freundinnen gratu-

lieren ihm zu seinem runden Geburtstagund wünschen ihm für alle seine zukünf-tigen Vorhaben Motivation, Schaffens-kraft und besonders Gesundheit.

Ingbert Mangerig

rosionsschutz eine anspruchsvolle He -rausforderung darstellen.

Frau Dipl.-Math. M. Schröder aus demReferat „Stahlbau, Korrosionsschutz“ derBASt erläuterte die neusten Erkenntnisseüber den „Korrosionsschutz von Schutz -einrichtungen“. Auch aktuelle Messer-gebnisse sprechen für den Einsatz vonbandverzinkten Schutzplankenholmen.

Herr Dr. F. Bayer von der Geholit +Wiemer GmbH berichtete über „Be-schichtungsstoffe im Korrosionsschutz“.Das Themenspektrum umfasste die histo-rische Entwicklung, die heutigen Anfor-derungen und die möglichen zukünftigenWeiterentwicklungen beim Korrosions-schutz von Stahlbrücken.

Als erster Vortragender im Themen-block „Bestehende Brücken“ referierteHerr Dipl.-Ing. H. Friedrich aus dem Re-ferat „Stahlbau, Korrosionsschutz“ derBASt über die „Ertüchtigung im Stahl-brückenbau“. In dem Beitrag wurdeneine umfassende Bestandsanalyse undverschiedene Ertüchtigungsmaßnahmenvorgestellt.

Frau Prof. Dr.-Ing. N. Stranghöner vonder Universität Duisburg-Essen berichteteüber die „Reparatur von Rissen am Deck-blech – Kategorie 1 Schäden“. Hierbeihandelt es sich um ein laufendes For-schungsprojekt, im Rahmen dessen ins-besondere eine Modifikation des Fahr-bahnbelags als mögliche Verstärkungs-maßnahme untersucht wird.

Frau Prof. Dr.-Ing. U. Kuhlmann vonder Universität Stuttgart erläuterte die„Reparatur von Rissen im Längssystem –Kategorie 2 Schäden“. Die Unter su - chungen im Rahmen des laufenden For -schungs projekts konzentrieren sich aufdie Ertüchtigung der Längsrippenstößeund der Anschlüsse der Längsrippen andie Querträger.

Aktuell

Expertengespräch Stahlbrückenbau

Am 27. September 2011 fand bei derBundesanstalt für Straßenwesen (BASt)in Bergisch Gladbach das Expertenge-spräch „Stahlbrückenbau“ statt.

Der Leiter der Abteilung „Brücken-und Ingenieurbau“ der BASt Herr Dr.-Ing. J. Krieger eröffnete die Veranstaltungund wies auf die Bedeutung und Notwen-digkeit des Stahlbrückenbaus hin.

Frau Dipl.-Ing. B. Colditz, Leiterin desReferats „Brücken und Ingenieurbau“im Bundesministerium für Verkehr, Bauund Stadtentwicklung (BMVBS), hielteinen einführenden Vortrag über „Ak -tuelles zu Brückenbau und Brückener-haltung im Bundesfernstraßennetz“, wobei deutlich wurde, dass die höchstePriorität bei der Nachrechnung und Er-tüchtigung bestehender Brücken liegt.

Dr.-Ing. A. Hemmert-Halswick, Leiterdes Referats „Stahlbau, Korrosionsschutz“der BASt übernahm die Moderation derersten Hälfte des Expertengesprächs.

Herr Dipl.-Ing. F. Sczyslo von der Tie-fenbach GmbH eröffnete den Themen-block „Korrosionsschutz“ mit einem Bei-trag über die „Erneuerung der Seil -beschichtung an der Severinsbrücke inKöln“. Dabei wurde deutlich, dass dieArbeiten bei laufendem Verkehr sowohlfür den Gerüstbau als auch für den Kor-

Rund 160 Teilnehmer verfolgen den Vortrag von Herrn Mackert über die KanalbrückeBerkenthin (Bild: Fa. REHAU AG + Co)

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Aktuell


Nach einer äußerst kommunikativenMittagspause übernahm Herr Dipl.-Ing.H. Friedrich (BASt) die Moderation derzweiten Hälfte der Veranstaltung.

Herr Dipl.-Ing. H. Löckmann vomLandesbetrieb Straßenbau NRW eröffneteden Themenblock „Neue Brücken“ mit einem Beitrag über die „Rheinbrücke We-sel“. Bei der Darstellung dieser Baumaß-nahme lagen die Schwerpunkte bei derStahlbaumontage und dem Seileinbau.

Der Beitrag von Herrn Dr.-Ing. P.Haardt und Dipl.-Umweltwiss. C. Schmel-lekamp – beide aus dem Referat „Beton-bau“ der BASt – behandelte das Thema„Nachhaltigkeit im Brückenbau“. Dabeiwurde deutlich, dass zukünftig bei Neu-bau und Instandsetzung der Straßenin-frastruktur in gleichem Maße ökologi-sche, ökonomische und sozio-kulturelleAspekte berücksichtigt werden sollen.

Herr Dipl.-Ing. K.-U. Mackert vomLandesbetrieb Straßenbau und VerkehrSchleswig-Holstein stellte die „Kanal-brücke Berkenthin mit temperierter Fahr-bahn“ vor (Bild). Basierend auf einerMachbarkeitsstudie wurden die beson-deren Herausforderungen bei der Pla-nung und Ausführung des Pilotprojektserläutert.

Als erster Vortragender im Themen-block „Brückenausstattung“ gab HerrDipl.-Ing. M. Eilers aus dem Referat„Stahlbau, Korrosionsschutz“ der BASteinen Überblick über „LärmgeminderteBrückenbeläge“. In Anbetracht der hohenKosten und gleichzeitig geringen Dauer-haftigkeit von offenporigen Belägenwurde mit dem Gussasphalt mit offen-poriger Oberfläche ein alternativer Lö-sungsweg aufgezeigt.

Herr Dipl.-Ing. T. Mayer aus dem Re-ferat „Stahlbau, Korrosionsschutz“ derBASt berichtete über die „Absturzsiche-rung auf Brücken“. Nach Hinweisen zurRegelwerkssituation, zum Einsatzfrei -gabeverfahren und den anzusetzendenEinwirkungen beim Anprall an Fahr-zeug-Rückhaltesysteme auf Brückenwurden aktuelle Forschungsergebnissesowie Ziele laufender Forschungsvor -haben erläutert.

Im abschließenden Fachbeitrag erläu-terte Frau Dr.-Ing. C. Butz die „Funktio-nalität und Nachhaltigkeit von Fahr-bahnübergängen und Lagern“. Nebeneiner Betrachtung von Erstellung, Le-bensdauer, Instandhaltung und Aus-tausch wurde auch auf die Erweiterungder Funktionalität durch die Integrationvon Messtechnik eingegangen.

Dr.-Ing. A. Hemmert-Halswick, Lei-ter des Referats „Stahlbau, Korrosions-schutz“ der BASt, ging in seinem Schluss -wort nochmals auf die große Bandbreitedes Stahlbrückenbaus ein und fasste dieeinzelnen Beiträge des Expertengesprächsnochmals kurz zusammen.

Die für das spezielle Thema großeBe teiligung – es wurden über 160 Teil-nehmer von Straßenbauverwaltungen,Stahlbaufirmen, Ingenieurbüros undUniversitäten registriert – und die zumTeil sehr lebhaft geführte Diskussionmachten den Bedarf einer solchen Ver-anstaltung deutlich. Die Zielsetzung desExpertengesprächs, über aktuelle For-schungsaktivitäten und innovative Maß-nahmen zu informieren und somit derenUmsetzung in der Praxis zu fördern,wurde erfolgreich erreicht.

Das Faltblatt mit dem Programm unddie einzelnen Beiträge der Referentenkönnen von der Homepage der Bundes-anstalt für Straßenwesen www.bast.dein der Rubrik „Veröffentlichungen“ un-ter „Downloads“ als PDF-Dateien her-untergeladen werden.

Autor dieses Beitrages:Dipl.-Ing. Heinz FriedrichReferat B2 – Stahlbau, KorrosionsschutzBundesanstalt für Straßenwesen (BASt)Brüderstr. 53, 51427 Bergisch Gladbach

Deutscher Verzinkerpreis 2011 verliehen

Der Industrieverband Feuerverzinken hatam 20. Oktober 2011 zum 12. Mal denDeutschen Verzinkerpreis für Architek-tur und Metallgestaltung verliehen. Erst-mals wurde der Preis nach 20-jährigemBestehen dieses Mal in zwei getrenntenKategorien und mit einem auf 15000 €erhöhten Preisgeld vergeben.

Die 67 eingereichten, innovativen Pro-jekte und Objekte, die ganz oder in we-sentlichem Umfang feuerverzinkt sind,wurden von der zehnköpfigen, unabhän-gigen Jury unter Vorsitz von Prof. Man-fred Hegger, Präsident der DeutschenGesellschaft für Nachhaltiges Bauen, beurteilt.

Die eingereichten Bewerbungen zeig-ten ein breit gefächerte Anwendungsspek-trum von feuerverzinktem Stahl und dieBedeutung des Feuerverzinkens, vor al-lem unter den Aspekten Nachhaltigkeit,Dauerhaftigkeit und Ästhetik. Einstimmigvergab die Jury in der Kategorie Architek-tur zwei erste Preise, einen dritten Preisund zwei Anerkennungen sowie in derKategorie Metallgestaltung einen erstenPreis und eine Anerkennung. Die jeweili-gen Projekte sind im Folgenden umrissen.

Kategorie Architektur: Erste PreisePreisträger: Reiser + Partner Architek-ten BDA, BochumObjekt: Neubau Ganztagesbereich derWerner-von-Siemens-Schule in Bochum(Bild 1)

Kommentar der Jury: Besonders beein-druckend ist die Fassadenverkleidungdes Neubaus. Großformatige, feuerver-

Bild 1. 1. Preis der Kategorie Architektur:Neubau des Ganztagesbereiches der Wer-ner-von-Siemens-Schule in Bochum vonReiser + Partner Architekten BDA, Bochum

zinkte Stahlbleche (2700 × 1500 mm),nur 3 mm stark, erfüllen wichtige Anfor-derungen. Sie sind äußerst preiswert unddabei dennoch sehr widerstandsfähig unddauerhaft. Aus Kostengründen wurde aufeine Kantung der Bleche und eine un-sichtbare Aufhängung verzichtet. DieBleche sind auf einer thermisch entkop-pelten Unterkonstruktion verschraubtund eignen sich als vergleichsweise leichteAußenschale auch für heute gebräuch -liche, dicke Dämmschichten. Die hoheMaterialeffizienz, Demontagefreundlich-keit und Dauerhaftigkeit stellen wich-tige Argumente in der Nachhaltigkeits-diskussion zum Bauen dar. Durch hohePräzision in Detaillierung und Fugen-bild, besonders aber die bewusste Einbe-ziehung der Zinkblume und weitererProduktions- und transportbedingterZufälligkeiten in das Erscheinungsbildder Fassade sind besonders nennenswert.

Preisträger: Hartwig Schneider Archi-tekten, StuttgartObjekt: Kunstgalerie Stihl und Kunst-schule Waiblingen (Bild 2)

Kommentar der Jury: An der Nahtstellezwischen Altstadt und Rems ist einKunstquartier entstanden, das denRaum zwischen Stadt und Fluss neuordnet. Zwei Gebäude auf einem recht-eckig-trapezförmigen Grundriss mit ge-rundeten Außenwänden und Kantennehmen eine Kunstschule und ein Aus-stellungsgebäude auf. Flächen aus feuer-

Bild 2. 1. Preis der Kategorie Architektur:Kunstgalerie Stihl und Kunstschule Waib-lingen von Hartwig Schneider Architekten,Stuttgart


Aktuell

Architekten ein eindrucksvolles Wech-selspiel mit der offenen, lichten Fassadezum Universitätssee hin. Die aufgestän-derte Konstruktion des Baus umfasst dasdreigeschossige Oeconomicum wie eineKlammer. Nach Norden hin behütendund schließend, nach Süden und zumSee hin sich wie ein Schiffsdeck öff-nend – hell, fast maritim. Das Projekt istein Beispiel gelungener zweckgebunde-ner Architektur im Universitätsbereich,das Schule machen sollte.

Preisträger: Kaspar Kraemer ArchitektenBDA, KölnObjekt: Hochwasserpumpwerk, Köln

Kommentar der Jury: Das Hochwasser-pumpwerk Schönhauser Straße entstandim Zuge des erweiterten Hochwasser-schutzkonzeptes der Stadt Köln. Es stelltsicher, dass das geklärte Ab- und Regen-wasser auch in Hochwassersituationenrückstaufrei in den Rhein geleitet wird.Der Hochbauteil wurde als Betonkörperrealisiert und mit einer hinterleuchtetenund vandalismus-sicheren Gitterrostfas-sade aus feuerverzinktem Stahl umklei-det. Hierdurch wurde der Bau über seineeigentliche Funktion hinaus zu einerLandmarke und einem echten Highlightder Kölner Rheinpromenade. Das Hoch-wasserpumpwerk der Kaspar KraemerArchitekten zeigt, dass Funktionsbautenmit einer hohen architektonischen Qua-lität realisiert werden können.

Kategorie Metallgestaltung: Erster PreisPreisträger: Gradinger & GradingerGBR – Werkstatt für Metallgestaltung,MainzObjekt: Toranlage des Kath. PfarramtSt. Georg, Nieder-Olm

Kommentar der Jury: Die Toranlage derWerkstatt für Metallgestaltung Gradinger& Gradinger präsentiert sich als formalund handwerklich vorbildliche Interpreta-tion einer, in seiner äußeren Formgebungklassisch eingefassten Toranlage. Dieschnörkellos grafische Rhythmisierungder Fläche ergibt aus den unterschiedli-chen Blickwinkeln den mal verschlosse-nen, dann durchlässigen Charakter. Dietraditionellen konstruktiven Elementewie Horizontalgurt und Diagonalver-spannung sind durch den Einsatz von La-serschneid- und Schweißtechniken gefügt.

Kategorie Metallgestaltung: AnerkennungPreisträger: Metallbau und Kunst-schmiede Schwarz, HetschburgObjekt: Restaurierungen an der Ge-denkstätte Buchenwald

Kommentar der Jury: Weithin sichtbarerhebt sich auf dem Ettersberg bei Wei-

mar ein Mahnmal für die Opfer der na-tionalsozialistischen Gewaltherrschaft.An den notwendigen Restaurationsar-beiten ist Metallgestalter AndreasSchwarz seit Jahren beteiligt. Seinerhandwerklich ausgezeichneten Arbeitund der großen Sachkunde ist der Er-halt der Schmiedearbeiten in diesem Stilzu verdanken. Mit großem Einfühlungs-vermögen hat er Elemente ergänzt,nachgearbeitet und sich bei Neuanferti-gungen der federfüh renden Gestaltungs-linien untergeordnet. Für seine umfang-reiche Arbeit bei der auf den Korrosions -schutz durch Feuerverzinken gesetztwird, spricht die Jury der Metallbau undKunstschmiede Andreas Schwarz einebesondere Anerkennung aus.

Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.feuerverzinken.com

gmp-Stadien gewinnen bei IOC/IAKSAward Gold und Bronze

Die für die Fußballweltmeisterschaft 2010in Südafrika gebauten Stadien in Kapstadtund Port Elizabeth der Architekten vonGerkan, Marg und Partner (gmp) wurdenam 26. Oktober 2011 mit dem IOC/IAKSAward prämiert. Im Rahmen der inter-nationalen Fachmesse für Freiraum,Sport- und Bäderanlagen (FSB) verliehendas Internationale Olympische Komitee(IOC) und die Internationale VereinigungSport- und Freizeiteinrichtungen (IAKS)den ersten Preis in der Kategorie „Stadienfür Wettkämpfe und Veranstaltungen“an das Cape Town Stadium in Kapstadtund den dritten an das Nelson MandelaBay Stadium in Port Elizabeth. Die Silber-medaille in der oben genannten Katego-rie ging an das von dem südafrikanischenArchitekturbüro Boogertman + Partnerumgebaute Stadion Soccer City in Johan-nesburg. Insgesamt wählte die Jury insieben Kategorien die besten Beiträge aus135 eingereichten Projekten aus 38 Län-dern. Es wurden fünf Anlagen mit Gold,neun mit Silber und fünf mit Bronze aus-gezeichnet sowie vier Sonderpreise ver-geben. Der IOC/IAKS Award ist dereinzige internationale Architekturpreisfür Sport- und Freizeitbauten, die sichnachhaltig in der Praxis bewähren.

Cape Town Stadium (Bild 1)Dieses Stadion liegt als Solitär eingebettetin einem Park am Fuße des Signal Hillund ordnet sich respektvoll in das land-schaftliche Ensemble ein. Seine äu ßereHülle besteht aus einer abstrakt linear ge-gliederten Membrankonstruktion. Dieleicht gewellte Silhouette, die aus derGeometrie des Stadionkörpers resultiert,lässt das Stadion als skulpturales Objekterscheinen und verstärkt die Einbindungin die vorhandene Landschaft.

verzinktem Streckmetall wechseln sichmit Gussglaselementen ab. Durch dieäußere Hellschicht ist das innere derGebäude mit ihren unterschiedlichenNutzungen zu erkennen, die hinter derzweiten Schicht der Fassade liegen. Diestreckmetallverkleideten Lamellen undTore filtern das Licht, ermöglichen Aus-blicke und schaffen den räum lichen Be-zug zwischen innen und außen. Die ur-sprünglich aus dem Industriebau stam-menden Materialien feuerverzinkterStahl und Gussglas kamen präzise unddetailliert zum Einsatz und werden da-durch modifiziert.

Kategorie Architektur: Dritter PreisPreisträger: ARGE Ahlbrecht-Scheidt-Kasprusch, Essen sowie Schülke undWiesmann Ingenieurbüro, DortmundObjekt: St. Antony Oberhausen – Wiegedes Ruhrgebiets

Kommentar der Jury: Auf dem Geländeder St. Antony Hütte in Oberhausenwurde vor ca. 250 Jahren der erste Hoch-ofen im Revier errichtet. Die von den Architekten zum Schutz der ergrabenenGebäudereste gewählte Schalenkonstruk-tion aus Metall wurde im Rahmen derRealisierung weiterentwickelt und modi-fiziert. Die Schale besteht aus 5 mm star-ken, feuerverzinkten Blechschindeln, de-ren Endseiten um jeweils ca. 150 mmauf- bzw. abgekantet wurden. An diesenAuf- und Abkantungen werden dieSchindeln miteinander verschraubt. Hier-durch entsteht eine Versteifung, die zu einer Rippenschale führt. Auf der Schale-noberseite verlaufen die Rippen in Längs-und an der Unterseite in Querrichtung.Alle Blechschindeln und die Randverstär-kungen der Schale wurden nach der Fer-tigung feuerverzinkt, sodass ausschließ-lich Schraubverbindungen zum Einsatzkamen und ein nachhaltiger, dauerhafterKorrosionsschutz gewährleistet wird. Diefeuerverzinkte Oberflächenausbildungliefert auf der Ober- und Unterseite derSchale den technischen Charme, verbun-den mit dem typischen lebhaften metalli-schen Farbbild.

Kategorie Architektur: AnerkennungenPreisträger: ingenhoven architects, Düs-seldorfObjekt: Oeconomicum der UniversitätDüsseldorf, Düsseldorf

Kommentar der Jury: Das neue Oecono-micum auf dem Campus der UniversitätDüsseldorf bietet Raum für die Lehr-stühle der WirtschaftswissenschaftlichenFakultät, das Dekanat und das Prüfungs-amt. Mit den feuerverzinkten Streckme-tallbleche, die bandartig die Nordseite,die Dachuntersichten und die gesamteDachfläche strukturieren, schaffen die

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Aktuell / Rezensionen


Instituts für Konstruktiven Ingenieurbauder Bergischen Universität Wuppertaleine Festschrift zu Ehren des Jubilars er-schienen. Als Autoren von Fachaufsät-zen konnten viele Weggefährten Profes-sor Hanswilles auf den Gebieten desStahl- und Verbundbaus gewonnen wer-den. Die Festschrift enthält insgesamt39 Beiträge von 93 Autoren, die sich indie Kapitel Allgemeines, Stahlbau, Ver-bundbau, Brückenbau und Brandschutzgliedern lassen. Besonders der Brücken-bau, den Professor Hanswille im Laufeseiner beruflichen Karriere mitgeprägthat, steht durch eine Vielzahl an Beiträ-gen im Mittelpunkt.

In dem einleitenden Kapitel „Allgemei-nes“ werfen zu Beginn Benning/Colditzaus Sicht des Bundesministeriums für Ver-kehr, Bau und Stadtentwicklung einenRückblick auf die Umstellung der Nor-mung im Brückenbau von nationalen aufeuropäische Regelungen. Breitschaft/Kathage stellen die Tätigkeitsbereichedes Deutschen Instituts für Bautechnikmit besonderem Blick auf die Erteilungvon bauaufsichtlichen Zulassungen vor.Mit dem aktuellen Thema des compu-terbasierten Monitoring befassen sichHartmann/Höffer am Beispiel von Wind -energieanlagen aus Stahl. Im Mittelpunktdes Aufsatzes von Helmus/Kelm/Meins-Becker steht die RFID-Technik, mit dersich diverse Daten hinsichtlich des Ar-beitsschutzes auf Baustellen automatischdigital erfassen lassen. Der Beitrag vonMaurer/Heeke/Grochtmann befasst sichmit der Materialermüdung von lärmab-sorbierenden Wandelementen aus Stahl-beton, die im Zuge von Hochgeschwin-digkeitsstrecken der Bahn zum Einsatzkommen. Den Abschluss des ersten Ka-pitels bildet der Aufsatz von Stranghöner/Schmidt/Saxe/Uhlmann zur Berücksich-tigung des anisotropen Materialverhal-tens von textilen Membranen in derTragwerksberechnung.

Das Kapitel „Stahlbau“ beginnt miteinem Beitrag der Autoren Bucak/Weich/Lorenz/Buschner von der HochschuleMünchen zum Spannungszustand undErmüdungsverhalten von auf Blechenaus S690 aufgeschweißten Steifen beimEinsatz von Schweißnahtnachbehand-lungsverfahren. Wieschollek/Feldmann/Szalai/Sedlacek beschäftigen sich mitBiege- und Biegedrillknicknachweisennach Eurocode 3 mit speziellem Blickauf die Theorie 2. Ordnung. Das ThemaBiegedrillknicken steht auch im Beitragvon Graße am Beispiel der Montage eines weitgespannten Fachwerkträgerseines Flugzeughangars im Mittelpunkt.Mit der Wirkungsweise und dem Trag-verhalten von Solar-Aufwind-Kraftwer-ken beschäftigen sich Krätzig/Eckstein/Montag in ihrem Aufsatz. Lange/Rädelbeschreiben die normativen Vorgaben

zur Fugendichtigkeit von Sandwich -elementkonstruktionen und stellen ent-sprechende Laborprüfverfahren vor.Zum Nachweis des Biegedrillknickensnach DIN EN 1993-1-1 ergänzt Lindnerdie Angaben zu Drehbettungsbeiwertenfür die Ermittlung der Mindeststeifigkeitbei Ausnutzung der elastischen Quer-schnittstragfähigkeit. Das AutorenteamRutner/Albrecht/Mensinger/Müller/Mangerig be schäftigt sich mit dem dyna-mischen Verhalten von Sandwichplattenmit Wabenzellen unter Explosions -beanspruchung. Stroetmann/Kuhnen/Schnei der beschreiben die Voruntersu-chungen zur Revitalisierung des Glo -ckenstuhls der Dresdener Kreuzkircheund schildern die Vorgehensweise beider Instandsetzung.

Anders beginnt das Kapitel „Verbund-bau“ mit seinem Beitrag über die Abschät-zung der Beanspruchungen in Rohr-in-Rohr-Verbindungen, die vorwiegend beiKonstruktionen von Offshore-Windener-gieanlagen zum Einsatz kommen. EinenBeitrag zur Frage der Teilsicherheitsbei-werte bei hybriden Konstruktionen imAllgemeinen leisten Geißler/Heyde. Mitder experimentellen Ermittlung der Trag-fähigkeit von Verbundleisten in ultra -hochfestem Beton unter statischer undzyklischer Beanspruchung beschäftigensich Hegger/Gallwoszus/Heinemeyer.Neue Erkenntnisse zur Tragfähigkeitvon Kopfbolzendübeln in Vollbetonplat-ten bei senkrecht zum Träger spannen-den Trapezprofildecken stellen Kuhl-mann/Konrad vor. Einen weiteren Bei-trag zum Thema Verbundmittel liefertder Aufsatz von Klinkel/Kurz/Kessler,der sich mit experimentellen und nume-rischen Untersuchungen zum Tragver-halten von geklebten Stahl-Beton-Verbin-dungen beschäftigt. Leon/Perea/Hajjar/Denavit geben einen Überblick über zahl-reiche in den vergangenen Jahrzehntendurchgeführte Versuche an Stahlverbund-stützen insbesondere in den Variantenals betongefüllte Rundrohrstützen undals betongefüllte rechteckige Hohlprofil-stützen. Die Ergebnisse von zahlreichenForschungsvorhaben an der Universitätder Bundeswehr München zum Tragver-halten von Betondübeln, speziell unternicht-ruhenden Beanspruchungen, fasstder Aufsatz von Mangerig/Burger/Wag-ner/Wurzer/Zapfe zusammen. Ausge-führte Projekte in Verbundbauweise,wie das Headquarter ThyssenKrupp inEssen und der Hubschrauberlandeplatzdes Universitätsklinikums in Aachen,stehen im Mittelpunkt des Beitrages vonN. Sauerborn. Mit einem Überblick überGrenzen der Verfahrensvarianten, Nor-mung und Qualitätssicherung von Bol-zenschweißen in der industriellen Anwen-dung beschließt Trillmich das Kapitel„Verbundbau“.

Rezensionen

Bergische Universität Wuppertal, Institutfür Konstruktiven Ingenieurbau (Hrsg.):Festschrift Gerhard Hanswille. Wupper-tal: Bergische Universität Wuppertal,Heft 20 der Schriftenreihe des Institutsfür Konstruktiven Ingenieurbau 2011.432 S., SoftcoverISBN 978-3-940795-19-9;

Anlässlich der Vollendung des 60. Lebens-jahres von Univ.-Prof. Dr.-Ing. GerhardHanswille ist in der Schriftenreihe des

Bild 1. Cape Town Station, Kapstadt (© Bruce Sutherland)

Bild 2. Nelson Mandela Bay Stadium,Port Elizabeth (© Marcus Bredt)

Nelson Mandela Bay Stadium, Port Elizabeth (Bild 2)Das für Fußball- und Rugby-Spiele kon-zipierte Stadion befindet sich am NorthEnd Lake mit Terrassen und Hügeln inmitten des Prince-Alfred-Parks. DieSilhouette des direkt am See gelegenenBaukörpers ist durch die klare Strukturseiner Konstruktionsglieder geprägt. DasStadion ist für 48.000 Zuschauer konzi-piert.

Derzeit realisieren die gmp-Architektenin Polen und der Ukraine zwei Stadienfür die kommende Fußball-Europa -meisterschaft: das Nationalstadion inWarschau und das Olympiastadion inKiew. Für die Fußball-Weltmeisterschaft2014 in Brasilien bauen sie gerade dasNationalstadion in Brasília, das Mineirão-Stadion in Belo Horizonte und die Arenada Amazônia in Manaus.

Weitere Informationen erhalten Sie unter: www.gmp-architekten.dewww.iaks.info


Rezensionen / Termine

Zum Einstieg in das Kapitel „Brücken-bau“ gehen Braun/Butz auf das Last-Ver-formungsverhalten der Gleitelementevon Lagern im Bauwesen ein und gebenHintergrundinformationen zu diversenRegelungen in der Norm EN 1337-2.Johnson befasst sich in seinem Beitragmit der Rissbreitenkontrolle in Fahr-bahnplatten von Verbundbrücken in Be-reichen mit zweiachsialer Spannungsbe-anspruchung. Besonderheiten, die sichbei Beulnachweisen von ausgesteiftenBodenblechen von Verbundbrücken nachDIN-Fachbericht 103 ergeben, werdenvon Kindmann/Ebel erläutert. Ein neu -artiges, von der EPFL in Lausanne ent-wickeltes Verbundmittel, das unter Ein-satz eines hochfesten Zemtenmörtels beivorgefertigten Stahlverbundbrücken ver-wendet werden kann, wird von Papaster-giou/Lebet vorgestellt. Hamme/Marzahngeben aus Sicht der federführenden Be -hörde einen Überblick über den Verbund-brückenbau der letzten beiden Jahrzehnteam Beispiel einiger in Nordrhein-West-falen ausgeführter bedeutender Brücken-bauprojekte. Der Entwurf, die Ausführungund die Erhaltung von Stahl- und Stahl-verbundbrücken in Japan stehen im Mit-telpunkt des Beitrages von Nagai/Okui/Miyashita. Die Autoren Niemann/Höffer/Hölscher befassen sich allgemein mit denWindeinwirkungen auf weitgespannteBalkenbrücken, insbesondere werdenErsatzlastkonzepte für die Wirkung querzur Windrichtung und für die Torsions-wirkung anhand von Windkanalversu-chen entwickelt. Anhand des Beispielsdes Hochmoselübergangs bei Ürzig/Zel-tingen zeigt Piel Besonderheiten im Hin-blick auf Windeinwirkungen und Brems-lasten für Bauwerke auf, für die aufgrundihrer exponierten Lage über die Normen-regelungen hinausgehende Lastannahmengetroffen werden müssen. Die aktuell imBau befindliche Stahlverbund-Schräg -seilbrücke BW4 im Zuge der Nordumge-hung Bad Oeynhausen beschreibt Reitzhinsichtlich Besonderheiten in Planung,Fertigung und Montage. Saul/Humpfgeben einen Überblick über innovativeEntwürfe und Ausführungsvarianten vonweitgespannten Großbrücken in Latein -amerika mit besonderem Blick auf dieGründung, die Errichtung und den Schutzgegen Schiffsanprall. Die enormen An-forderungen an Rückbauplanungen wer-den von Sprinke/Enders anhand einesvöllig neuartigen Konzeptes vorgestellt,das erstmals bei der im Rückbau befind-lichen alten Rheinbrücke Wesel zumEinsatz kommt.

Die Festschrift schließt mit dem Kapi-tel „Brandschutz“. Hierzu berichtenNeuenschwander/Knobloch/Fontanaüber die numerische Modellierung vonbetongefüllten Hohlprofilstützen mitStahlkern. Ebenfalls mit der numerischen

Simulation, allerdings des Stabilitätsver-haltens von Stahlstützen, beschäftigensich Harte/Mihajlov. Einen Bericht überdie Entwicklung eines Brandschutz -elementes für Brücken in Japan geben Kurita/Ohyama/Echigo/Yanagisawa.Schäfer betrachtet die Bemessung imBrandfall für Flachdecken mit integrier-ten Stahlhohlprofilen. Neue Versuche zurMembrantragwirkung von Verbundde -cken-Träger-Systemen im Brandfall sindGegenstand des Beitrages von Schau-mann/Mensinger/Sothman/Stadler.

Entstanden ist ein Gesamtwerk, dasein großes Spektrum aus wissenschaft -licher Forschung und praktischer Aus-führung im Bereich des Stahl- und Ver-bundbaus abdeckt.

Marco Bergmann, Armin Brauer

Sonar, Th.: 3000 Jahre Analysis. Ge-schichte, Kulturen, Menschen. Heidel-berg: Springer 2011. 712 S., 363 Farb- u.195 s/w-Abb., Festeinband, 17 × 24 cm.ISBN 978-3-642-17203-8; 39,95 €

Nachdem in der Buchreihe „Vom Zähl-stein zum Computer“ bislang „6000 JahreMathematik“, „5000 Jahre Geometrie“und „4000 Jahre Algebra“ erschienen sindwird sie durch den Band „3000 JahreAnalysis“ bereichert. 3000 Jahre Analy-sis? Ist da nicht eine Null zu viel? Hatdie Analysis nicht erst mit Newton undLeibniz vor etwas mehr als 300 Jahrenbegonnen? Diese Frage wird im Wikipe-dia-Artikel „Analysis“ bejaht. Der Autordes vorliegenden Buches hält sich aberan die altehrwürdige „EncyclopaediaBritannica“, wo Analysis wie folgt defi-niert wird: „a branch of mathematicsthat deals with continuous change…“(S. 4). Thomas Sonar legt also eine Ge-schichte der Mathematik der stetigen Ver-änderungen vor, einer Mathematik, diez. B. Quadraturprobleme (Berechnungvon Flächen unter Kurven), Tangenten-probleme und schließlich die Differen-tial- und Integralrechnung beinhaltet. DieUrsprünge der Analysis reichen dem-nach schon in die Zeit der Stromtalkul-turen zurück – dort spielten Näherungenfür die Kreiszahl π oder √2–– eine Rolle.Dies alles findet sich in Kapitel 1 „Pro-log: 3000 Jahre Analysis“ (S. 1–14).

In den Kapiteln 2 bis 12 verführt derAutor den geneigten Leser zu nichtlinea-ren Zeitreisen durch die Geschichte derAnalysis. Jedes Kapitel leitet Sonar miteiner Zeittafel und einer vortrefflich for-mulierten Einleitung des politisch-gesell-schaftlichen Zusammenhanges der jewei-ligen Epoche ein, in welcher die ent -sprechenden Probleme der Analysiseingebettet sind und die der Autor ver-ständlich entfaltet. Für den Bauingenieurfinden sich zahlreiche Passagen, die in

unmittelbarer Beziehung zu seinem Wis-senskanon stehen: – Die Methodenschrift des Archimedes

(S. 71ff.) in der er mit Hilfe des Hebel-gesetzes Grundelemente der Integral-rechnung entwickelt.

– Die Variationsrechnung (S. 444ff.),die 1744 für Eulers Theorie des elasti-schen Stabes eine entscheidende Rollespielte.

– Cauchys Arithmetisierung der Analy-sis (S. 503 ff.) ohne die seine grundle-genden Beiträge zur Elastizitätstheo-rie undenkbar wären.

– Die Vektoranalysis von Gauß, Greenund Stokes (S. 582ff.), welche für dieGrundlegung der modernen Baustatikwesentlich ist.

Das letzte Kapitel trägt den Titel „Analy-sis auf Schritt und Tritt“ (S. 635–645) undweist exemplarisch auf, wo die Analysisim Reich der Technik zuhause ist.

Mit „3000 Jahre Analysis“ ist dem Ver-fasser eine faszinierende Kulturgeschichteder Analysis gelungen. Thomas Sonarversteht es, durch Historisierung derMathematik, reine Freude an mathema-tischen Erkenntnissen zu vermitteln.Das Buch ist reich an Abbildungen, diees auch zur Augenweide machen. Wohl-ausgewogen ist das Verhältnis von Textzu Bild einerseits sowie Detail zu Über-sicht andererseits. Man möchte vorlie-gende Monographie nicht mehr missen.

Karl-Eugen Kurrer, Berlin

Zum Einstieg in das Kapitel „Brücken-bau“ gehen Braun/Butz auf das Last-Ver-formungsverhalten der Gleitelementevon Lagern im Bauwesen ein und gebenHintergrundinformationen zu diversenRegelungen in der Norm EN 1337-2.Johnson befasst sich in seinem Beitragmit der Rissbreitenkontrolle in Fahr-bahnplatten von Verbundbrücken in Be-reichen mit zweiachsialer Spannungsbe-anspruchung. Besonderheiten, die sichbei Beulnachweisen von ausgesteiftenBodenblechen von Verbundbrücken nachDIN-Fachbericht 103 ergeben, werdenvon Kindmann/Ebel erläutert. Ein neu -artiges, von der EPFL in Lausanne ent-wickeltes Verbundmittel, das unter Ein-satz eines hochfesten Zemtenmörtels beivorgefertigten Stahlverbundbrücken ver-wendet werden kann, wird von Papaster-giou/Lebet vorgestellt. Hamme/Marzahngeben aus Sicht der federführenden Be -hörde einen Überblick über den Verbund-brückenbau der letzten beiden Jahrzehnteam Beispiel einiger in Nordrhein-West-falen ausgeführter bedeutender Brücken-bauprojekte. Der Entwurf, die Ausführungund die Erhaltung von Stahl- und Stahl-verbundbrücken in Japan stehen im Mit-telpunkt des Beitrages von Nagai/Okui/Miyashita. Die Autoren Niemann/Höffer/Hölscher befassen sich allgemein mit denWindeinwirkungen auf weitgespannteBalkenbrücken, insbesondere werdenErsatzlastkonzepte für die Wirkung querzur Windrichtung und für die Torsions-wirkung anhand von Windkanalversu-chen entwickelt. Anhand des Beispielsdes Hochmoselübergangs bei Ürzig/Zel-tingen zeigt Piel Besonderheiten im Hin-blick auf Windeinwirkungen und Brems-lasten für Bauwerke auf, für die aufgrundihrer exponierten Lage über die Normen-regelungen hinausgehende Lastannahmengetroffen werden müssen. Die aktuell imBau befindliche Stahlverbund-Schräg -seilbrücke BW4 im Zuge der Nordumge-hung Bad Oeynhausen beschreibt Reitzhinsichtlich Besonderheiten in Planung,Fertigung und Montage. Saul/Humpfgeben einen Überblick über innovativeEntwürfe und Ausführungsvarianten vonweitgespannten Großbrücken in Latein -amerika mit besonderem Blick auf dieGründung, die Errichtung und den Schutzgegen Schiffsanprall. Die enormen An-forderungen an Rückbauplanungen wer-den von Sprinke/Enders anhand einesvöllig neuartigen Konzeptes vorgestellt,das erstmals bei der im Rückbau befind-lichen alten Rheinbrücke Wesel zumEinsatz kommt.

Die Festschrift schließt mit dem Kapi-tel „Brandschutz“. Hierzu berichtenNeuenschwander/Knobloch/Fontanaüber die numerische Modellierung vonbetongefüllten Hohlprofilstützen mitStahlkern. Ebenfalls mit der numerischen

Simulation, allerdings des Stabilitätsver-haltens von Stahlstützen, beschäftigensich Harte/Mihajlov. Einen Bericht überdie Entwicklung eines Brandschutz -elementes für Brücken in Japan geben Kurita/Ohyama/Echigo/Yanagisawa.Schäfer betrachtet die Bemessung imBrandfall für Flachdecken mit integrier-ten Stahlhohlprofilen. Neue Versuche zurMembrantragwirkung von Verbundde -cken-Träger-Systemen im Brandfall sindGegenstand des Beitrages von Schau-mann/Mensinger/Sothman/Stadler.

Entstanden ist ein Gesamtwerk, dasein großes Spektrum aus wissenschaft -licher Forschung und praktischer Aus-führung im Bereich des Stahl- und Ver-bundbaus abdeckt.

Marco Bergmann, Armin Brauer

Termine

Praktiken und Potentiale von Bautechnikgeschichte

Ort: Berlin, Deutsches Technikmuseum Trebbiner Str. 9

Veranstalter: VDI-Arbeitskreise Technik-geschichte und Bautechnik, Lehrstuhlfür Bautechnikgeschichte und Trag -werks erhaltung der BTU Cottbus

Themen und Termine (Auswahl):– Temporäre Tragwerke und das Bauen

für die Ewigkeit – Brückenbaustellenund Lehrgerüste im 16.–19. Jahrhun-dert, 12. Januar 2012

– Renaissance der Windenergie von1980 bis heute, 26. Januar 2012

– Strukturfindungsprozesse der Spät -renaissance – Planung und Bau derFleischbrücke Nürnberg (1596–98),9. Februar 2012

– Die ‚ups and downs‘ einer Innova-tion: Biographie der Windenergie inDeutschland seit Mitte der 1970erJahre, 23. Februar 2012

954

Termine


– Pragmatische Kopfgeburten – Empirieund Erfindung im gotischen Baube-trieb, 8. März 2012

– The triumphant bore – der erste Lon-doner Themsetunnel, 19. April 2012

– Konstruktive Optimierung zwischenWissen und Können – Die Großbau-stelle Eremitage Sankt Petersburg um1840, 24. Mai 2012

– 125 Jahre Strom aus Wind, 7. Juni 2012

Beginn jeweils um 17.30 Uhr Teilnahme kostenfrei

Auskünfte:Arbeitskreis Technikgeschichte im VDI-Bezirksverein Berlin-Brandenburg e.V.Dr.-Ing. Karl-Eugen [email protected]

36. Darmstädter Massivbauseminar 2012„Eurocodes 2012 kompakt – Chancennutzen“

Ort und TerminDarmstadt, 7. und 8. März 2012

Themen:– Einführung: Bauaufsichtliche Rand -

bedingungen der Eurocodes und derNationalen AnhängeDipl.-Ing. G. Breitschaft, PräsidentDIBt – Deutsches Institut für Bau-technik

– EC 0 – Grundlagen + EC 1 – Einwir-kungenProf. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TUDarmstadt, Institut für Massivbau

– EC 2 – Stahlbeton und Spannbeton-tragwerkeDr.-Ing. F. Fingerloos, Deutscher Be-ton- und Bautechnik-Verein e.V.Prof. Dr.-Ing. J. Hegger, RWTH Aachen,Lehrstuhl und Institut für Massivbau

– EC 3 – StahlbauProf. Dr.-Ing. R. Stroetmann, TU Dres-den, Institut für Stahl- und Holzbau

– EC 4 – VerbundbauProf. Dr.-Ing. G. Hanswille, BergischeUniversität Wuppertal, LehrstuhlStahlbau und Verbundkonstruktionen

– EC 5 – HolzbauProf. Dr.-Ing. S. Winter, TU München,Lehrstuhl für Holzbau und Baukon-struktion

– EC 6 – MauerwerksbauProf. Dr.-Ing. C.-A. Graubner, TUDarmstadt, Institut für Massivbau

– EC 7 – GeotechnikProf. Dr.-Ing. R. Katzenbach, TUDarmstadt, Institut für GeotechnikDr.-Ing. B. Schuppener, BAW Karls-ruhe, Leiter Abt. Geotechnik

– EC 8 – Erdbebenauslegung von Bau-werken

Dr.-Ing. C. Butenweg, RWTH Aachen,Lehrstuhl für Baustatik und Baudyna-mik

Auskünfte und Anmeldung:http://www.massivbau.tu-darmstadt.de/massivbau/veranstaltungen_fgm/darmstaedtermassivbauseminar_fgm/index.de.jsp

Schweißen im Schiffbau und Ingenieurbau

Ort und TerminHamburg, 25. und 26. April 2012

Themen:– Schweißtechnische Fertigung

im Schiff-, Stahl- und Stahlwasser-bau

– Schweißtechnik im Windenergie -anlagenbau On- und Offshore

– Besondere schweißtechnische Bau-werke

– Regelwerke und Standards, Neuerun-gen und Umsetzung in der Praxis

– Konstruktion und Dimensionierungschweißtechnischer Bauwerke

– Fügen von nichtmetallischen Werk-stoffen

– Technische Entwicklungen beiSchweißprozessen

– Zerstörungsfreie Prüfung vonSchweißnähten, insbesondere auf der Baustelle

– Schadensfälle und Reparatur

Auskünfte und Anmeldung:www.gl-group.com

IABSE Conference – Global Thinking in Structural Engineering

Ort und TerminCairo, Egypt, 7. bis 9. Mai 2012

Themen:– Structural Engineering as part of

Multi-disciplinary Systems– Sustainable Development and Struc-

tural Engineering– Structural Engineering and Renewa-

ble Energy Sources– Smart Structures, New Materials

and Construction Techniques

Auskünfte und Anmeldung:www.iabse-cairo2012.com

ISOPE 2012 – International Offshore(Ocean) and Polar Engineering Conference

Ort und TerminRhodes, Greece, 17. bis 22. Juni 2012

Themen:– Offshore Technology & Ocean

Engineering– Frontier Energy Resources Techno-

logy– Renewable Energy & Environment– Geotechnical Engineering– Offshore Mechanics– Hydrodynamics & CFD– Sloshing Dynamics & Design– Tsunami and Safety– Coastal Engineering– Mechanics, Safety & Reliability– Subsea, Pipelines, Risers, Positioning

High-Performance Materials Sympo-sium

– Nanotechnologies For Clean Energy– Strain-Based Design– Arctic Materials– Corrosion Control– Polar Science & Tech– Advanced Ship Technology– Underwater Systems & Oceanology– CFD & Computational Mechanics– Metocean– ISO, Codes and Standards

Auskünfte und Anmeldung:www.isope2012.org

18th IABSE Congress – Innovative Infra-structures – Toward Human Urbanism

Ort und TerminSeoul, Korea, 19. bis 21. September 2012

Themen:– Sustainable Infrastructures –

A Service Life Perspective– New Urban Transportation Structures– Structures & Materials – Extending

the Limits– Innovative Design Concepts

Auskünfte und Anmeldung:www.iabse.org/seoul2012

Steel Structures and Bridges 2012

Ort und TerminPodbanské, Slovakia, 26. bis 28. September 2012

Themen:– Planning and conceptual design– Aesthetics and architecture– Structural analysis and behaviour– New materials and innovations– Maintenance and operation– Renovation and reconstruction– Guidelines and normative regulations

Auskünfte und Anmeldung:http://svf.uniza.sk/kskm/okm2012/

Vorschau

Themen Heft 1/2012

Matthias Wieschollek, Markus Feldmann, József Szalai, Gerhard SedlacekBiege- und Biegedrillknicknachweisenach Eurocode 3 anhand von Berech-nungen nach Theorie 2. Ordnung

Frank Wellershoff, Martien Teich, Gordon Nehring, Norbert GebbekenKonstruktion und Berechnung von ex-plosionshemmenden Seilnetzfassaden

Ingbert Mangerig, Sascha Burger, Robert Wagner, Otto Wurzer, Cedrik ZapfeZum Einsatz von Betondübeln im Verbundbau – Dynamische Beanspru-chung (Teil 2)

Herbert MoldenhauerDie Visualisierung des Kraftflusses inStahlbaukonstruktionen

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

n3 Ja, wir möchten Stahlbau regelmäßig lesen.

n 3 Ausgaben und dann entscheiden.Bitte liefern Sie ab nächster Ausgabe drei Ausgaben Stahlbau zum Test für einmalig € 72 / sFr 115. Sollten Sie innerhalb von10 Tagen nach Erhalt des dritten Heftes nichts von uns hören, bitten wir um Fortsetzung der Belieferung für ein weiteresJahr / zwölf Ausgaben. Nach Fortsetzung der Belieferung kann diese jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablaufdes Bezugszeitraumes gestoppt werden. Bitte senden Sie eine Rechnung. Sonderpreis drei Ausgaben für Studenten ein -malig € 24 / sFr 38 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

n 12 Ausgaben /JahrBitte liefern Sie ab nächster Ausgabe Stahlbau zunächst für ein Jahr, zwölf Ausgaben, für € 434,– / sFr 714,–. Die Belie ferung kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Bezugszeitraumes schriftlich gestoppt werden.Sollten wir keinen Lieferstopp senden, bitten wir um Fortführung der Belieferung für ein weiteres Jahr. Bitte senden Sie eineRechnung. Sonderpreis für Studenten € 129 / sFr 214 gegen Vorlage der Studienbescheinigung.

n Bitte senden Sie eine kostenlose Leseprobe/ 1 Heft der Fachzeitschrift

n Bauphysik n Beton- und Stahlbetonbau n DIBt Mitteilungen n Geomechanics and Tunnellingn Mauerwerk n Bautechnik n Steel Construction n Unternehmerbrief Bauwirtschaftn geotechnik n Structural Concrete

Rechnungs- und Lieferanschrift:

n Privat n Geschäftlich KD-NR n Ich bin Student/in. Studienbescheinigung anbei.

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Datum Unterschrift Preise exkl. MwSt. und inkl. Versand. Preise gültig vom 01. 09. 2011 bis 31. 08. 2012.7

Fax +49 (0)30 47031 240

Ulf NürnbergerSind Vorbehalte gegenüber einer Verwendung verzinkter Bauteile inHallenbädern gerechtfertigt?

Martin Trautz, Friedmar VoormannDer Bau eiserner Brücken im Süd -westen Deutschlands 1844–1889 –Teil 1: Mit Holz zum Eisen

Bericht

Markus Dietz, Markus BottZeche Nordstern: AufstockungSchacht II

Die Bedrohung durch Bombenanschläge ist heute sehr real, und wir hören häufi-ger von den tragischen Konsequenzen dieser Anschläge. Um die Öffentlichkeit zuschützen, werden derzeit neue Fassadensysteme und Bemessungsmethoden ent-wickelt, die mit einem vertretbaren finanziellen Aufwand die Schutzfunktion ge-fährdeter Gebäude wesentlich verbessern. Die Entwicklungsphilosophie umfasstvor allem Fragen der Stand- und Reststandsicherheit (Schutz von Leben und Ver-meiden von Verletzungen) und Aspekte der Gebrauchstauglichkeit. Aber auch dieMinimierung des finanziellen Schadens wird berücksichtigt. Bei Fassaden mitSpannweiten über 15 m sind Seilnetzsysteme die transparenteste Lösung (maxi-maler Glasanteil bezogen auf die Fassadenfläche).

(Änderungen vorbehalten)

Sb 201112

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Transcript of Sb 201112