Der Stahlbau : Beilage zur Zeitschrift die Bautechnik, Jg. 7, Heft 7

DER STAHLBAU

S c h r i f t l e i t u n g :

i0r.=3ng. A. H e r t w i g , Geh. Regierungsrat, Professor an der Technischen Hochschule Berlin, Berlin-Charlottenburg 2, Technische Hochschule Fernsprecher: C I Steinplatz0011

Professor W. R e i n , Breslau, Technische Hochschule. — Fernsprecher: Breslau 421 61

Beilage " D A T THP ^T7 T ^{T TVT T} TS

Fachschrift für das ge-

zur Zeitschrift 1 7 I F\, O / A l J 1 r A y l 1 1 1\

samte Bauingenieurwesen Preis des Jahrganges 10 RM und Postgeld

7. Jahrgang B ER L IN , 30. März 1934 Heft 7

Alle Rechte Vorbehalten.

Tragfähigkeit von Stahlstützen mit Betonkern bei mittigem Kraftangriff.

Von Prof. K. M em m ler, ®r.=2>ng. G. Bierett und Sr.=3ng. G. G rüning.

(Mitteilung aus dem Staatlichen Materialprüfungsamt Berlin-Dahlem.) I. E inleitung.

ln den statischen Berechnungen des Bauwesens, vor allem des Hoch­

baues, müssen in der Regel weitgehende Vereinfachungen in der Annahme der Mit- und Zusammenwirkung der einzelnen Elemente gemacht werden.

Für die Tragfähigkeit der Bauwerke wichtige Telle, deren Bedeutung hierfür gefühlsmäßig durchaus bekannt ist, müssen häufig im Ansatz aus der Berechnung ausscheiden, weil es nicht gelingt, ihre statische Mit­

wirkung rechnerisch zu erfassen, oder auch weil Unterlagen über die zahlenmäßig anzusetzende statische Mitwirkung nicht vorhanden sind.

Zu den Elementen des Stahlhochbaues, für die die Frage der Erhöhung der Tragfähigkeit und deren rechnerische Erfassung von Bedeutung ist, gehört die aus zwei Profilen gebildete Stütze mit ausgestampftem Kern.

Die Versuche mit derartigen Stützen, über die im folgenden berichtet wird, befassen sich mit Rahmenstäben mit Betonkern. Von Versuchen mit Innenkern und Außenummantelung wurde zunächst Abstand genommen, weil diese Außenverkleidung oft aus Gründen der Feuersicherheit und Schallisolierung aus anderen Materialien hergestellt wird, die statisch nicht als mitwirkend angesehen werden können.

II. Versuche.

A. U m fa n g d e r V ersu che .

Sämtliche bisherigen Versuche wurden mit Profilen C 14 ausgeführt (Abb. 1, Reihe II u. V). Ebenfalls beabsichtigte Untersuchungen an C12 und C 16 mußten noch zurückgestellt werden. Die Stützen wurden als

V1

S K

§

§

— ■=75 Vi a

V2

...

-*=*120

ÏÏ3

¿=r150

i

—

I ^ a

m

1— ^ 6 0

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~L_

.6i,-203,eh- C tm

120 160

2

^{80 12040}

200

160 200 rO -1 /

Abb. 1.

Untersuchte Stützen.

Qß? Q »

Dehnung e in % Abb. 2.

Spannungs-Stauchungslinien der Betonprismen.

□ C- und CH-Stützen untersucht. Der untersuchte Stab, von dem aus-

y '

gegangen wurde, war ein Z3C-ProfiI mit a = 7,5 cm, mit J x = 1 2 1 0 und

— a

J y = lSöOcm4^ — J x -f«"*» 10% gemäß den amtlichen Bestimmungen).

—> [ a

Der kleinste Abstand a bei den CZl-Stützen betrug ebenfalls 7,5 cm.

Untersucht wurden im weiteren für beide Profilanordnungen Stäbe mit

den Abständen « = 1 2 , 15 und 18 cm. Die Stäbe mit den kleinsten und größten Abständen wurden als reine Stahlstützen und als Stahlstützen mit Betonkern, die Stäbe mit den dazwischenliegenden Profilabständen nur als Stützen mit Betonkern untersucht.

Die Länge der Stützen betrug 3,25 m. Die Einzelheiten der Stützen gehen aus Abb. 1 hervor.

B. W e rk s to ffe .

1. C - P r o fil. Die CZ-Profile wurden in hinreichender Menge für alle Versuche auf dem Peiner Walzwerk aus einer Schmelze entnommen.

Der Werkstoff entspricht den Bedingungen für St 37.12. Besonderer Wert wurde auf eine gleichmäßige Fließgrenze für alle Walzlängen gelegt (s. Zahlentafel 5).

Die obere Streckgrenze für die Zugstäbe, die im allgemeinen nur aus den Flanschen entnommen wurden, liegt ln der Regel zwischen 28,5 und 30,5 kg/mm2. Der Unterschied zwischen oberer und unterer Streckgrenze be­

trägt in den meisten Fällen nicht mehr als 1 kg/mm2. Die Höhe der Streck­

grenze ist für das kleine Profil C 14 nicht als unnormal hoch anzusehen.

Die Proportionalitätsgrenze liegt nicht so gleichmäßig. Die Ab­

weichungen der Spannungsdehnungslinie von der Hookeschen Geraden oberhalb der P-Grenze sind jedoch In fast allen Fällen gering. Die Elastizitätsgrenze rf00o3 liegt entsprechend hoch, In den meisten Fällen an der Streckgrenze. Für die rechnerische Auswertung der Knickversuche wird man demnach ohne nennenswerte Fehler ein geradliniges Form­

änderungsgesetz bis zur Fließgrenze zugrunde legen können.

2. B e to n . Zunächst wurde ein Beton von der Würfelfestigkeit U ^ 2s — 250 kg/cm2 verwendet. Die Untersuchung des Einflusses der Würfelfestigkeit auf die Knickfestigkeit ist weiteren Versuchen Vorbehalten, die zum Teil schon in der Ausführung sind.

Sämtliche Stützen wurden stehend in zehn Mischungsgängen betoniert. Die Prüfung der Stützen wurde 42 Tage nach der Betonierung durchgeführt.

Der Zement war ein gewöhnlicher Portlandzement.

Der Zement der Mischungen 1 bis 9 stammt aus der gleichen Lieferung, die Mischung 10 aus einer Nach­

lieferung derselben Zementmarke, die eine etwas größere Zementfestigkeit hatte. Die Mischungen 1 und 2 hatten einen Zementgehalt von 318 kg/m3, der aller übrigen Mischungen war 300 kg/m3.

schwankt bei den gleichen Mischungen 3 bis 9 zwischen 227 und 254 kg/cm2, bei der Mischung 1 und 2 zwischen 258 und 272 kg/cm2, während der etwas festere Zement der Mischung 10 eine Würfelfestigkeit Wb2S von 293 kg/cm2 ergab. Die einzelnen Werte für die Würfel­

festigkeit nach 28 und 42 Tagen sind ln Zahlentafel 5 enthalten.

Bei sämtlichen Mischungen wurden die Zuschlag­

stoffe aus fünf Körnungen zusammengesetzt. Die Siebkurve Hegt in der in den Eisenbetonbestim­

mungen als .besonders gut“ bezeichneten Fläche. Der Beton wurde weich angemacht. Das Ausbreitmaß betrug etwa 42 cm.

Zur Bestimmung der für die Ergebnisse notwendigen Spannungs­

dehnungskurve des Betons wurden gleichzeitig bei der Betonierung der Stützen außer den Probewürfeln Prismen von 20 X 20 X 100 cm hergestcllt, die im selben Alter wie die Stützen untersucht wurden. Die Ergebnisse solcher Untersuchungen sind in Abb. 2 wiedergegeben.

50 M e m m i e r , B ie r e tt u. G r ü n i n g , Tragfähigkeit von Stahlstützen mit Betonkern usW. Beilage zur Zeitschrift .D ie Bautechnik-

Aufgetragen sind die Oesamtdehnungswerte. Auch bei den Prismen­

versuchen zeigte sich die größere Festigkeit der Mischung 10. Der

¿¡-Modul, als Sehnenwert gerechnet, beträgt im Mittel der Mischungen 3 bis 9 bei 10 kg/cm2 Beanspruchung 331000kg/cm2 und fällt bisl83000kg/cm 2

Be

bei 180 kg/cm2 ab. Das Verhältnis n = „ - steigt dementsprechend von 6,3 auf 11,4 an. Die Bruchfestigkeit der Prismen schwankte zwischen 180 und 211 kg/cm2.

Für Knickversuche besonders wichtig ist die Bruchstauchung. Durch Extrapolation der gemessenen Spannungsdehnungslinie auf die Bruchlast der Prismen gelangt man zu Bruchstauchungen von 0,095 bis 0,124°/o oder im Mittel von 0,110% beim Prisma. E m p e r g e r fand hierfür bei ganz ähnlichen Versuchen Werte zwischen 0,085 und 0,117 °/0 und im Mittel von 0,101 °/01). Demgegenüber wurden an den Stützen wesentlich höhere Betonstauchungen gemessen, ohne daß der Beton brach (s. Zahlentafel 5).

C. H e r s t e llu n g d e r S tü tz e n .

Die Stahlstützen wurden von der Firma H. G o s s e n , Berlin-Reinicken­

dorf, hergestellt. Die Endflächen der C-Proflle wurden gemeinsam mit den Endbindeblechen gefräst und nach dem Fräsen durch Tuschleren leicht nachgearbeitet.

Die Betonierung erfolgte stehend. Die Schalbretter wurden so auf­

gelegt, daß die beiden außenliegenden Flächen des Betonkerns bündig mit den Außenflächen der Bindebleche lagen. Der Betonkern hatte also Immer eine Höhe von 14 + 2 • 0,8 = 15,6 cm.

Die Ausschalung erfolgte nach einer Woche. Vor der Untersuchung der Stützen wurde der Beton an den Enden um einige Millimeter heraus­

geschlagen und die Enden des Betons mit schnellbindendem Zement geglättet, so daß eine vollständig bündige Stahl- und Betonfläche ent­

stand.

D. V e r s u c h s d u r c h fü h r u n g .

1. M a s c h in e u n d L a g e r u n g . Die Knickversuche wurden in einer hydraulischen 600 t-Presse mit vertikaler Druckachse ausgeführt, die sche­

matisch in Abb. 3 dargestellt ist.

Dehnungs­

messungen

' i " r i r / ’

r i+ r i i i x s P x

Druckmssen 1 'Majomgler

Uhr 1-5

Abb. 3.

Versuchseinrichtung.

Über die bei den Versuchen anzuwendende Lagerung bestand zunächst keine einheitliche Meinung. Aus Gründen möglichster Annäherung an die Praxis lag es nahe, die Stäbe unter Anwendung der Flächcnlagerung

*) Mitteilungen Eisenbetonausschuß.

über Versuche, ausgeführt vom österreichischen Z. d. O e lA V , Wien I931, Heft 12.

zwischen festen Druckplatten zu belasten. Vom versuchstechnischen Standpunkt sprach aber dagegen, daß bei dieser Lagerung erfahrungsgemäß wegen unvermeidlicher Kantenpressungen stark streuende Werte in Parallel­

versuchen erhalten werden. Bei den in Frage kommenden kleinen Stab­

schlankheiten, auf die noch einzugehen sein wird, konnte nach Erachten der versuchsausführenden Stelle das Schneidenlager verwendet werden, ohne daß dadurch mit einer Abminderung der Knicklasten im Verhältnis zu den Knicklasten bei Verwendung fester Druckplatten zu rechnen war.

Einige Vorversuche mit einer Stütze □ C-Profil 14 mit Betonkern und dem Abstand a = 18 cm bestätigten diese Annahmen. Hierbei waren die Stützen bei zwei Versuchen so eingebaut, daß die Schneide parallel zu den Stegen, bei zwei Versuchen senkrecht zu den Stegen lag. Ein weiterer Versuch wurde unter Anwendung der Flächenlagerung ausgeführt. Die in den Versuchen erzielten fünf untereinander ziemlich gleichen Knick­

lasten rechtfertigten auch hinsichtlich der zahlenmäßigen Übertragbarkeit der Ergebnisse auf praktische Verhältnisse die Anwendung des Schneiden­

lagers in den weiteren Versuchen.

Die Knicklasten ln den fünf Versuchen betrugen:

Versuch Nr. 1 u. 2 Schneide || Steg 166,6 u. 163,2 t Versuch Nr. 3 u. 4 Schneide _LSteg 168,7 u. 159,3 t Versuch Nr. 5 Flächenlagerung 158,31.

Daraufhin wurden sämtliche weitere Versuche mit Schneidenlagerung ausgeführt und zwar ln der Regel zwei Versuche bei Stellung der Schneiden parallel zu den Stegen der Profile (stofffreie Achse bei den Stahlstützen) und ein Versuch bei Stellung der Schneiden senkrecht zu den Stegen.

Eine schematische Darstellung der Schneidenlagei ist in Abb. 3 ge­

geben. Das aus der Abbildung ersichtliche Zylindergleitlager über der Schneide gestattet, ungleiche Kraftübertragung in Richtung der Schneide, die sich aus dem Zustand der Endflächen der Stäbe ergeben kann, durch Neigung der Druckplatte zu vermeiden.

Durch den Abstand der Schneide von der Endfläche wird die Knick­

länge um 2-18 cm vergrößert und beträgt demnach 325 -f 36 = 361 cm.

2. M e s s u n g e n . Die Messungen hatten zwei Aufgaben zu erfüllen.

Erstens waren Messungen auszuführen, die über die Beanspruchung der einzelnen Stützen hinsichtlich der Mittigkeit der Kraftwirkung Aufschluß gaben und nach denen eine Zentrierung der Stützen möglich war. Zweitens waren Messungen vorzunehmen, aus denen die Kraftverteilung auf die Profile und auf den Betonkern errechnet werden konnte.

Dem ersten Ziel dienten Ausbiegungsmessungen in beiden Haupt­

trägheitsrichtungen, und zwar in der Mitte und in den Viertelpunkten der Stützenlänge. Die an den Endpunkten in beiden Richtungen vorgenommenen Messungen der räumlichen Bewegung der Endpunkte ermöglichten die Be­

rücksichtigung dieser räumlichen Bewegung auf die Ausbiegungsmessungen in den anderen Stabpunkten. In den im weiteren angegebenen Aus­

biegungen der Mitte und der Viertelpunkte sind die räumlichen Be­

wegungen bereits ausgeschieden, die Werte geben also die Ausbiegungen gegen die Stabsehne an. Die Anordnung der verwendeten Leuneruhren ist aus Abb. 3 ersichtlich.

Die Kraftverteilung auf die Profile und den Betonkern sollten zu­

nächst einmal aus den Formänderungen der Profile bestimmt werden. Hier­

für wurden in einem Querschnitt der Stütze die Formänderungen an je vier Stellen für jedes C-Profil, und zwar in den Scheitelpunkten und an den Flanschkanten gemessen. Der Meßquerschnitt lag nicht im mittleren Feld des Rahmenstabes, sondern wegen der gegebenen räumlichen Ver­

hältnisse im allgemeinen im zweiten Feld von oben. Die Zusammen­

drückungen wurden mit Tensometern auf 20 mm Meßlänge gemessen.

Die für den gleichen Meßquerschnitt bei dem größten Teil der Stützen ebenfalls ermittelten Betonstauchungen sollten vor allem die Größe der Stauchung bei eintretender Zerstörung des Betons ergeben. Diese Form­

änderungen wurden an den beiden frei liegenden Betonflächen in der Achse mit Martensschen Spiegelgeräten auf 25 cm Meßlänge bestimmt.

Der Kraftanteil des Betons wurde jedoch nicht aus diesen Messungen, sondern aus dem Unterschied der äußeren Kraft und der aus den Messungen an den Profilen errechneten Kraft in den Profilen bestimmt.

Abb. 3 zeigt die bei den meisten Versuchen angewendete Meß­

anordnung. Über einige bei einigen Versuchen außerdem ausgeführte Messungen wird bei Mitteilung der Ergebnisse zu sprechen sein.

3. Z e n t r ie r u n g d e r S tä b e . Da man bei Knickversuchen, die der Klärung einer grundsätzlichen Frage dienen, besonders auf gleichmäßige Bedingungen hinsichtlich des Lastangriffes zu achten hat, wurde in allen Versuchen auf Grund der bei kleinen Belastungen ermittelten Ausbiegungen eine Zentrierung der Stäbe vorgenommen. Hierbei wurde zunächst nach den Ausbiegungen in Richtung der Schneide die Krafteinleitung an den Endflächen durch Verstellen des oberen Zylindergleitlagers so lange ver­

bessert, bis die Ausbiegungen bis auf das erreichbare Mindestmaß herab­

gemindert waren. Die Ausbiegungen senkrecht zur Schneide dienten zur Ermittlung der an beiden Enden vorhandenen Fehlerhebel (Exzentrizitäten) in diesen Richtungen. Mit der Bezeichnung SQ und Sa für die Aus­

biegungen in den Viertelpunkten und f Q für den oberen und f u für den unteren Fehlerhebel ist

J"h3o”.nMarz 1934* 7 M e m m le r , B ie r e tt u. G r ü n in g , Tragfähigkeit von Stahlstützen mit Betonkern bei mittigem Kraftangriff 51

J „ = 2 • 62,7 +

40,8

•

^ = 14- 12 -4413

243

i .<n , 11900 Ji(t— 4413+ jq

Z ahlentafel 1.

Zentrierung des Stabes V 2,1. (Schneide || zur _y-Achse.)

10 252 = 4413 cm4 t-

123 ^ K 0 = 2 1 0 0 0 0 0 - 5 6 0 3 - - ^ = 1 100000 k g = 1100 t 0,060 K 0 = 66 t

= 5603 cm4 0>074 Ko = 81 t

+ 2 • 0,8 • ‘ i, = 11 900 cm4

Ver­ Last In

Ausbiegung in Viooo m m i n Richtung Rechnerischer Fehlerhebel

Korrekturen nach Beendigung des einzelnen Versuchsganges am suchs­

gang ^{X J '}

in Richtung x

in Viooo mm Zylinder- Gleitlager

Schneidenlager in y l000 mm

t S2 | ¿3 ¿4 ^7 4 »» oben unten oben unten

1 0,6

45,0 __ _— 382 — 364 — 116 ^. __ verstellt ^_

2 0,6

45,0 __ __ — 265 — 238 — 98 __ __ verstellt __

3 0,6

65,7 — 90 — 140 — 74 12 15 30 - 2 2 6 0 — 680 2080

4

0,6 65.7 80.8

— 15

— 33

— 54

— 104

— 24

— 42

— — — 90

— 150

— 790

— 900

— __

1000

5 0,6

80,8 — 6 — 50 — 27 __ — — 820

6

0,6 80,8 90,7 100.4 119.5 138.2 148,1 158.3 163.5

0,6

7 6 8 15 24 57 174 3304

0 4 6 37 85 142 340 6583

8 12 16 36 73 117 244 8919

— 47

— 81

— 147

— 206

— 211

— 169 47

— 50

— 78

— 150

— 234

— 238

— 185 149

- 2 7

— 58

— 99

— 93

— 10 - 1 1

f0= g äo—kSu•

f u = S S u — k S 0 .

Hierbei sind g und k Konstanten, die aus der Last, dem Trägheits­

moment, der Stablänge und dem Elastizitätsmodul zu errechnen sind.

Das Trägheitsmoment wurde in die Rechnung gemäß dem Rechnungs­

verfahren im Eisenbetonbau eingeführt zu J = J ? | s e n + - ' • - / B e l o n mit

gewisse Anfangskrümmungen der Profile zurückzuführen. Von einer weiteren Zentrierung mußte infolgedessen abgesehen werden, da jede weitere Verschiebung ein Größerwerden der Ausbiegungen in der Mitte oder in den Viertelpunkten herbeigeführt hätte. Die Biegelinie für II 1,2 liefert den Beweis für günstigere Anfangsbedingungen für diese Stütze, die eine wesentlich bessere Einrichtung ermöglichten. Die Um ­ kehr der Ausbiegung in Stabmitte aus der negativen in die positive

n = F s c n = 10. Da praktisch bei dieser Bauweise nicht mit einem

Beton

vollkommen einheitlich wirkenden Querschnitt zu rechnen ist, waren die ermittelten Fehlerhebel nur der Größenordnung nach als richtig zu werten. Sie gestatteten trotzdem sicheres und genügend genaues Zen­

trieren.

In Zahlentafel 1 ist die Durchführung der Zentrierung zahlenmäßig durch einen Versuch veranschaulicht.

E. D ie K n ic k f e s t ig k e it d e r S tü tz e n .

1. D ie S t a h ls t ü t z e n o h n e B e to n k e r n . Zu unterscheiden ist zwischen den Verhältnissen, die sich beim Knicken senkrecht zu der zum Steg parallelen Trägheitsachse und die sich senkrecht zu der anderen Trägheitsachse ergeben. Im ersten Fall ist der Stab als Rahmenstab zu behandeln, im anderen ist er als einteiliger Stab zu berechnen.

Das ideelle Trägheitsmoment des Rahmenstabes ist nach den Ab­

leitungen von Müller-Breslau berechnet worden. Der Trägheitsradlus schwankt bei den verschiedenen Profilen zwischen 4,75 und 6,5 cm, die Schlankheit ). zwischen 76 und 56. Die Schlankheit des Einzelstabes, gemessen zwischen den inneren Nieten eines Rahmenfeldes, beträgt 30.

Die Schlankheit ). in der Richtung parallel zum Steg beträgt bei allen Profilen 66.

Zahlentafel 5 enthält eine Zusammenstellung der Knicklasten und Hauptwerte aller Stützen. Die Knickspannungen <tk der Stützen ohne Kern Hegen in der Regel zwischen 95 und 9 9 % der oberen Streck- grenze <ts o . Bei der Stütze II 1,1 beträgt das Verhältnis ök nur 92% .

0so

Die Darstellungen der Ausbiegungen dieser Stütze im Vergleich zu denen der Parallelstütze II 1,2, die ein Verhältnis von 9 9 % aufweist, in Abb. 4 gibt die Erklärung hierfür. Die Ausbiegungen der Stabmitte (Darstellung a )

mit steigender Belastung sind für II 1,1 wesentlich größer als bei II 1,2.

Die Darstellung b zeigt die bemerkenswerte Biegelinie für eine Laststufe bei II 1,1. Die Ausbiegungen in den Viertelpunkten sind der Ausbiegung in der Mitte entgegengerichtet. Die Erscheinung ist ziemlich sicher auf

P i n t

100 -ZOO

i n m r n - 1 0 " J

6 0 -

HO

20 0

200 WO 600 800 K -105,01 S t ü t z e 1 1 , 2

r

P - 8 1 , 1 1

a)

- » o *

- t t 4 . 1 “

- 2 8

s h

A . !

______

99 103, 102 9*

P-79,71

a) Ausbiegung In Stabmitte.

b) Biegelinie der Stütze.

C) Stauchungen £ • 106 Im Meßquer­

schnitt (s. Abb. 3). Die Stauchun­

gen am oberen und unteren Flansch jeden Profiles wurden ge­

mittelt.

102 101

,

^{101 m}

P-81,11 c)

Abb. 4. Ausbiegungen der Stützen II 1,1 und II 1,2.

Richtung kurz vor dem Knicken ist eine bei gut zentrierten Stäben häufig beobachtete Erscheinung, die ebenfalls auf Anfangskrümmungen, die hier aber offenbar kleiner waren, zurückzuführen ist. Die Darstellung c

der Verteilung der Zusammendrückung über einen Stützenquerschnitt, die der Spannungsverteilung entspricht, läßt erkennen, daß bei II 1,1 im Rahmenfeld, in dem die Dehnungsmessungen ausgeführt wurden, und wahrscheinlich auch in den anderen Feldern eine merkliche Abstands­

änderung der beiden Profile eingetreten ist. Die Spannungsverteilung bei II 1,2 ist dagegen sehr günstig.

Die Betrachtung zeigt, daß der geringere Wert der Knicklast für II 1,1 durch ungünstigere Versuchsbedingungen zu erklären ist. Die

Z ahlentafel 5. Zusammenstellung der Hauptergebnisse.

Stützen­

ausbildung

? Versuch Schneidenlagen zur Achse 00cc

* k u c X

t

Q u e r ­ s c h n i t t

Materialf

Streck­

grenze der Profile J obere untere

ds A o 1 as A a kjj/cm2

slgenschaften

Würfel­

festigkeit des Betons

j ^ 2 8 V M 2 Nr. kc/cm-

Last- und Spannungsverteilung bei der Ki last im Meßquerschnitt (aus den im Knickversuch gemessenen Formänderung

des Stahls ermittelt).

Nach der bei

0,9 K | 1,0 K

ermittelten Kraftverteilung

lick­

en

d b m2

Mittlere Last- und bei der (aus dem an Prismen bestimm

und dem dadurch gege

P e P b \ d e | d b

t kg/cm2

Spannungsverteilung Knicklast

ten Elastizitätsmodul des Betons E»

oenen n — — ermittelt)

P e P b n'--= \ "c \ d b

Beton-*) Stauchung

im Meß­

querschnitt bei der Knicklast

an der Vorder- j Hinter-

seite

%

•

Brucherscheinungen

F e er

P b n2

P e j P b t

a e ! d b kg/cm2

P e | P b t

" e K

H K a e

d b

V ^ 4 2 o/o

5 ©

1 2

| 3

yy

X 99,8 105,0 106,5

38,0 37,4 37,7

0 0 0

2870 2850

¡3040 I."- ■

2800 2820 2910

—

— 99,8 105,0 106,5 —

2630 2810 2820

99,8 105,0 106,5 _

2630 2810 2820 __

99,8 105,0 106.5

2630 2810 2820

— ¹⁰⁰

100 100 —

92 99 93

_

| Knicken x zur Schneide

1 2 3

yy

X 124.3 122.4 119,3

38,5 37,9 37,7

117 117 117

3090 3090 2850

3010 3010 2820

5 247 261 ...

104,4 104,0 94,2

:•

19,9 18,4 25,1

2720 2740 2500

170 157 215

104.4 106.5

94,2 19.9 15.9 25,1

2720 2820 2500

170 136 215

101,8 100,0 97,1

22,5 22,4 22,2

2640 2640 2580

192 191 190

82 82 82

18 18 18

13.7 13.8 13,6

86 86 88

74 73 73

0,109 0,065

0,113

0,085 | Knicken j_ zur Schneide

ii c

•=*120 1 2 3

yy

X 153,3 150,2 138,1

37.5 38,3 37.5

187 187 187

3010 2830 3010

2910 2770 2910

3 242 245 110,4 111,0 96,6

42,9 39,2 41,5

2950 2900 2580

229 209 222

113,3 117,2 102,1

40.0 33.0 36.0

3020 3060 2720

214 177 192

116.4 113.5 102,2

36.9 36,7 35.9

3100 2960 2720

197 196 192

76 76 74

24 24 26

15,7 15.1 14.2

103 104

91 80 80 78

0,131 1 0,195

(0,094) (0,097) | Stauchung im Mittelfeld Stauchung im zweiten Feld von

oben

n J l E

1 2 3

yy

X 159.3 161.3 155,7

38.7 38.8 38,2

234 234 234

2890 2890 2830

2830 2830 2770

4 227 251 117,8 114,5 102,7

41,5 46,8 53,0

3040 2950 2690

178 200 226

122,6 121,0 107,5

36,7 40,3 48,2

3160 3120 2810

157 172 206

113,6 115,5 110,3

45.7 45.8 45,4

2940 2970 2880

195 196 194

71 72 71

29 28 29

15.1 15.2 14,8

102 103 102

78 78 77

0,124 [0,250]

0,110

[0,202] | Stauchung am Kopf

14

i— =*íd¡?

1 2 3 4

yy

X X

166,6 163.2 168,7 159.3

38,0 38.2 37.2 37,9

281 281 281 281

2850 2910 3050 2850

2740 2870 2850 2740

1 2

J 272 258 272 258

298 281 298 281

104,9 93,1 104,4 87,6

61.7 70,1 64,3 71.7

2760 2440 2810 2320

220 250 229 255

113,3 94.7 106,1

90.7 53,3 68.5 62.6 68,6

2980 2480 2850 2390

190 244 223 244

110,4 107,6 112,2 103,9

56,2 55,6 56,5 55,4

2900 2820 3020 2740

200 198 201 197

66 66 67 65

34 34 33 35

14,5 14,2 15,0 13,9

102 97 99 96

67 70 67 70

0,146 0,133 0,143

-

0,135 0,121 0,090

Stauchung am Kopf Stauchung am Fuß Knicken X zur Schneide Stauchung am Fuß Iha

m u-zs*.160

1 2 y

y

113,8 109,0

39.5 39.6

0 0

r ....

3040 2880

3020 2790

113,8 109,0

2880 2750 —

113,8 109,0

2880 2750

— 113,8 109,0

— 2880

2750 __ ¹⁰⁰₁₀₀ — — 95 95

— Knicken X zur Schneide Stauchung am Fuß

Y1 L

=75 1 2 y

X 116,1 107,0

38,2 37,8

0 0

3090 2880

2970 2790

— 116,1 107,0

3030 2830

116,1 107,0

3030 2830

116,1 107,0

— 3030 2830 —

100 100

— 100

98

— Knicken X zur Schneide Stauchung am Fuß

Wf,V1 Üaul

a'ßmm

¿=75 I 1 2 3

yy

x

156,2 150,0 156,5

38,1 38,0 38,4

247 247 247

2910 2910 2840

2840 2840 2840

6 7

254 243

270 251

101,5 105,0 106,3

54,7 45,0 50,2

2660 2760 2770

221 182 203

107,7 111,0 111,2

48,5 39,0 45,3

2830 2920 2890

197 158 184

108,2 102.5 108.5

48.0 47,5 48.0

2840 2700 2830

194 192 194

69 68 69

31 32 31

14.6 14,1 14.6

98 93 100

72 71 77

0,183 0,182

—

0,118 0,136

Stauchung am Kopf Stauchung am Fuß Knicken x zur Schneide

V2 É

i—

* *

=¿120 1 2 3

y

i 163,5 164,8 159,2

37,6 37,2 37,5

318 318 318

2850 2790 2790

2760 2790 2790

8 254 264 86,6 93,9 95,5

76.9 70.9 63,7

2310 2520 2550

242 223 201

91,5 99,0 101,8

72,0 65,8 57,4

2430 2660 2710

227 207 180

102.4 103.4

98,5 61,1 61,4 60,7

. 2720 2780 2630

192 193 191

63 63 62

37 37 38

14,2 14,4 13,8

96 100 95

73 73 72

0,190 0,142

0,100 0,139

Stauchung am Fuß Stauchung am Kopf Knicken X zur Schneide

V3

L d lf f l i

*¿150 | 1 2

3

yx 169.3 163.3 175,5

37,7 37.5 37.5

364 364 364

2850 2830 2830

2760 2810 2810

9 248 - - 272 1

98,1 96.3 98.3

71.2 67,0 77.2

2 6 1 0! 196 2570 | 184 2620 ; 212

103,3 99,6 101,8

66,0 63.7 73.7

2740 2650 2710

181 175 203

100,1 94,8 105,6

69,2 68,5 69,9

2660 2530 2810

190 188 192

59 58 60

41 42 40

14,0 13,5 14,7

93 90 99

70 69 71

0,147 0,149

0,160 | Stauchung am Fuß Ausknicken X zur Schneide

“Wlw !

\

*=*180 | 1

1

y y

X 196,6

199,1 197,5

39.1

38.1 37,3

410

411 412

2910

3040 2870

2870

3020 2810

10 293 325 ; 102,2 101,5 89,0

94,4

97,6 108,5

2610

2660 2390

230

238 263

110,1 105,5 94,9

86.5

93.6 102,6

2820

2770 2500

211

228 249

103,5 105.0 103.0

93.1

94.1 94,5

2650

2760 2760

227 229 229

53

53 52

47

47 48

11,7

12,0 12,0

91

91 93

70

70 70

[0,296]

0,115 [0,220]

0,124

Stauchung Im zweiten Feld von oben

Stauchung am Kopf Knicken X zur Schneide

~ 1 y ^{112,0 39,1 0 2850 2850 — 112,0 2860 — 112,0}

*

2860 112,0 — ²⁸⁶⁰ — 100

'

100 — — — Knicken ± zur Schneide

*) Die ( ) geklammerten Werte wurden etwas unterhalb der Höchstlast bestimmt. Bei den [ ] geklammerten Werten zeigte der Beton im Meßquerschnitt Risse.

DERSTAHLBAUMemmler, Bierettu. Grüning, Tragfähigkeitvon Stahlstützenmit Betonkernusw. Beilagezur Zeitschrift„DieBautechnik-

Jah30.n.Marz 1934' ‘ M e m m le r , B ie r e tt u. G r ü n in g , Tragfähigkeit von Stahlstützen mit Betonkern bei mittigem Kraftangriff 53

Z ahlentafel 2.

Vergleich der inneren und äußeren Kraft für einige Stahlstützen.

!

Belastung Stauchung der Profile in IO5 H Belastung der C-Profile Ver­

Stütze P ’ = Flanschkanten Scheitel MI

A __

ttel B =

■Sc*,in ^ w- P i = A E F t

P 2 = B E F ., Pe =

hältnis

P '- P ,. Bemerkungen

P P - P o Messung Messung Vi (11+ 16 ‘/♦(12 + 15

<D

ry3 ~ 108 108 P i + P 2 P

11 16 17 22 12 15 18 21 + 17+22) + 18+ 21) cm2 t %

P o = 0,5 0,0 II 1,1 O

60,1 59,6 72 77 82 76 77 75 78 77 76,8 76,8 14,2 46,5 60,7 — 1,8

Schneide 79,7 79,2 95 95 102 94 103 99 104 104 96,8 103,0 ,38,0 17,9 62,4 80,3 - 1 , 4

II * 84,5 84,0 100 100 106 96 110 107 111 116 101,0 111,0 18,7 67,3 86,0 - 2 , 4

K = 99,8 — — — — — — —

_

_{— — - - -} ^{-- J J-,}

17 18 2122

P o = 0,8 ^— — — — — — — — — — -- -- --

II 1,2 76,1 75,3 98 98 94 96 91 93 98 94 96,5 94,0 17,7 55,9 73,6 2,2

81,1 80,3 103 105 101 103 97 101 104 101 103,0 101,0 *37 A 18,8 60,1 78,9 1,7 E = ocnneiae 90,8 90,0 114 115 110 113 109 114 118 113 113,0 114,0 ⁱ ö / , X

20,7 67,8 88,5 1,7 2080000 kg/cm2

ii * 100,6 99,8 123 124 118 121 126 128 132 124 122,0 128,0 22,3 76,2 98,5 1,3

K = 105,0 ^{-- -- -- — -- — -- -- — — — -- --}

P o = 0,8

_ _ _ _ _ _ _ _ . _

^{___ ___} F1= 0 ,4 5 / 7,,lnnsch

II 1,3 60,0 59,2 73 79 79 77 74 74 69 72 77,0 72,3 14,1 43,5 57,6 2,7

76,1 75,3 92 99 100 96 89 94 90 94 96,8 91,8 ^7 7 17,7 55,2 72,9 3,2 Fi = F Sltg

ocnneiae

90,8 90,0 107 116 116 110 116 114 109 112 112,0 113,0 ö /,/

20,5 67,9 88,4 1,8 + 0,55 F e ] .

H ' 100,6 99,8 115 125 125 118 134 131 128 124 121,0 129,0 22,1 77,5 99,6 [0,2] ¹ * Flansch

K — 106,5 i — — — — — — — — — — — — — — —

Bruchlast K

'1

Stützen: 111,3 I 111,2 I I 4 a,l I II 4 a,2

= 106,5t [ AT= 105,0t i K = 113,8t | / f = 109,0t

Abb. 5. Stahlstützen nach dem Versuch.

Ergebnisse der Versuche mit den weiteren Stützen beweisen, daß bei zentrischer Belastung und geraden Stäben für diese Stützenart die Knick­

spannung unabhängig von dem Profilabstand und von der Lage der Schneiden zu den Trägheitsachsen gleich der oberen Fließgrenze wird.

Die teilweise etwas geringeren Spannungen sind vor allem durch den Zustand der Stützen zu erklären.

Die Ergebnisse der Formänderungsmessungen mit Dehnungsmessern im zweiten Rahmenfeld von oben ermöglichen eine Ermittlung der Spannungsverteilung über den Querschnitt der C-Profile. Die Berech­

nung der Kraft aus den Formänderungen und der Vergleich dieser Kraft mit der bekannten äußeren Kraft ist als Maß für die zu erwartende Genauigkeit bei der später auszuführenden Berechnung der von den C-Profilen aufgenommenen Kraft bei den Stützen mit Kern von Wichtig­

keit. Die Ergebnisse der Formänderungsmessungen einiger Stahlstützen sind in Zahlentafel 2 enthalten.

Bel der Kraftberechnung sind den an den Flanschkanten gemessenen Formänderungen und Spannungen 4 5 % der Flanschfläche und den Form­

änderungen und Spannungen an den Scheiteln der Profile die Stegbleche und 5 5 % der Flanschfläche zugewiesen. Der Elastizitätsmodul ist mit E — 2 080 000 kg/cm2 eingesetzt worden. Zu vergleichen sind die er- rechneten Kräfte P e mit der um die Anfangslast P g , von der die Messungen ihren Ausgang nahmen, verminderten Gesamtlast P, also mit P ' — p — p gm Die Übereinstimmung zwischen P e und P ’ ist gut.

Abb. 5 zeigt einige der Stützen nach dem Versuch. Die Stäbe, die zwar alle ziemlich gleiche Knickspannungen dicht an der Streckgrenze haben, verhielten sich je nach der Stellung der Schneide zu den Haupt­

trägheitsachsen und je nach dem Profilabstand verschieden. Die Stäbe, bei denen die Schneide sich mit der Materialachse des Querschnitts deckte, knickten über die ganze Länge (Beispiel II 1,3). Bei den Versuchen, in denen die Schneide mit der stofffreien Achse übereinstimmte, ergaben sich verschiedene Zerstörungsformen für die beiden verschiedenen Profil­

anordnungen und Profilabstände. Die Stäbe II 1 mit nach außen ge­

stellten Flanschen und dem Abstand 7,5 cm knickten über die ganze Länge (Beispiel II 1,2). Bei den breiter gestellten Stützen wurde kein so deutliches Knicken über die ganze Länge beobachtet. Die Zerstörungen traten zunächst mehr örtlich ein, entweder durch Versagen des Profils in einem Rahmenfeld (Beispiel II 4 a ,1 im zweiten Rahmenfeld von oben) oder durch starke Verbiegung dicht an einem Bindeblech (Beispiel II 4a,2).

Trotzdem die Verschiedenheit der Bruchformen auf die unterschiedlichen Gesamtschlankheiten der verschiedenen Stützen zurückzuführen ist, kam dies in den Knicklasten in diesem Schlankheitsbereich nicht mehr zum

Ausdruck. (Schluß folgt.)

Die Konstruktionen des Krankenhochhauses der Ev. Diakonissenanstalt in Schwäb.-Hall.

Aiie Rechte Vorbehalten. Von Oberingenieur

Der Initiative und dem Bauwillen der Leitung der Ev. Diakonissen­

anstalt in Schwäb.-Hall Ist es zu verdanken, daß in den letzten zwei Jahren in Schwäb.-Hall ein Krankenhausbau erstellt werden konnte, der an Ausmaß und Eigenart wohl zu den ersten dieser Art in Deutschland gerechnet werden darf.

A. Gesamte A nord nu n g und G liederung.

Die ingenieurtechnisch ungünstige Lage des Hochhauses nördlich von Schwäb.-Hall am steilen Abfall der Haller Ebene zum rechten Kocherufer

Menschick, München.

war durch die bereits vorhandenen Gebäulichkeiten Im Baugelände der Ev. Diakonissenanstalt betriebstechnisch bedingt und erforderte eine Ent­

wicklung des Bauwerks in die Höhe, um das gesetzte Bauprogramm bei der notwendigen Grundrißbeschränkung voll erfüllen zu können.

Der unmittelbare Anschluß des Hauptflügels an den Berghang und die rauhen klimatischen Verhältnisse dieser Gegend führten hier zu einer besonderen und bemerkenswerten Lösung der heute so akuten Forderung nach stärkster Miteinbeziehung von Licht, Luft und Sonne in allen Heil-

54 M e n s c h ic k , D ie Konstruktionen des Krankenhochhauses der Ev. Diakonissenanstalt usw. Beiiase zur Zeitschrift „Die Bnutcchniit*

10000 Abb. 1. Übersichtsplan.

verfahren. Die Anwendung des sogenannten Terrassentypes mit Rück- treppungen an der Südseite war wegen der großen Gebäudehöhe und der beschränkten Möglichkeit der Grundrißentwicklung praktisch nicht möglich.

Auch wurde von der Ausbildung von Baikonen bei nicht abgetreppter Außenwand abgesehen, um für die kalte Jahreszeit durchgehende und warme, gut isolierfähige Außenwände zu erhalten. Dem geschlossenen Baukörper selbst wurden

deshalb gegen den Berg- hang zu freistehende Liegeterrassen angeglie­

dert, welche von jedem Geschoß aus unmittelbar erreichbar sind und eine angenehme Überleitung von dem strengen und fiächenhaften Charakter der Südfront auf den be­

waldeten Berghang er­

geben. Der Kranke ist so im Winter völlig geschützt und kann bei günstigen Zelten von seinem Zimmer aus über den Längsgang auf die Terrassen und auch

aufs freie Gelände geführt oder gefahren werden, ohne daß hierbei ein schwieriger Umweg über Aufzüge oder Treppen in Kauf genommen werden müßte.

Abb. 1 zeigt einen Übersichtsplan der gesamten Anlage.

B. K onstruktionsprinzip und Baustoffe.

Für die Wahl des Konstruktionsprinzips und der Baustoffe für den Hauptbau waren folgende Hauptgesichtspunkte ausschlaggebend:

1. Größte Wirtschaftlichkeit der Konstruktion.

2. Größtmögliche Schlankheit der Stützen und kleinste Konstruktions­

höhen der Träger und Abfangungen wegen der äußerst knapp ge­

haltenen Raumgrößen.

3. Zweckmäßigste Ausbildung der durch die Grundrißgliederung be­

dingten schweren Abfangungen im Erdgeschoß von Bauteil II und an dessen Westfront beim Arkadengang, sowie im fünften Ober­

geschoß von Bauteil III wegen der zurückgesetzten Gebäudefront und der Abfangung der Windkonstruktionen im oberen Teil.

4. Zweckmäßigste Art der Windaufnahme, besonders mit Rücksicht auf die großen Höhen und verhältnismäßig geringen Gebäudetiefen.

5. Größtmögliche Leichtigkeit der Hochbaukonstruktion wegen der schlechten Untergrundverhältnisse und der dadurch bedingten ge­

ringen zulässigen Bodenpressungen.

6. Möglichst weitgehende Schall- und Wärmeisolierung auch im Rahmen der Konstruktion, um für den Innenausbau die diesbezüglichen Kosten möglichst gering halten zu können.

7. Die Möglichkeit nachträglicher Änderungen während der Bauzeit mußte immer gegeben sein,

d.a die gesamte Planung und Ausführung in verhältnis­

mäßig kurzer Zeit und unter besonderen, erschwerenden Umständen durchgeführt werden mußten.

Im folgenden wird zuerst der Hauptbau behandelt, da das Bade­

haus und die Freiterrassen als

selbständige Bauten unabhängig vom Hauptbau bearbeitet werden mußten.

Bei Berücksichtigung aller oben angegebenen Punkte ergab sich auf Grund verschiedener Kostenvergleichsberechnungen und Überlegungen eindeutig die Ausführung der Tragkonstruktion als S t a h l s k e l e t t m it L e ic h t ­ b e t o n a u s f a c h u n g als z w e c k m ä ß ig s t e L ö s u n g .

Das Stahlskelett ist unmittelbar auf Eisenbetonfundamente aufgesetzt und steht ein bis zwei Stockwerke hoch in der massiven Eisenbeton­

konstruktion des Unterbaues, wodurch die notwendigen Einspannungen und Verankerungen zur Übertragung der Windkräfte auf die Fundamente gesichert werden konnten. Sämtliche darüber befindlichen Außenwände wurden in Leichtbeton (mit Bimszusatz) ausgeführt. Aus gleichartigem Leichtbeton bestehen auch sämtliche Rippendecken der Geschosse. Das spez. Gewicht dieses Leichtbetons beträgt 1,4 bis 1,6 t/m3, die zul. Druck­

spannung 20 bis 25 kg/cm2. Die Spannweiten der Decken betragen durch­

schnittlich 3,30 m, die Konstruktionshöhen 23 cm und die Höhe von Schutzbeton und Bodenbelägen insgesamt 10 cm, so daß sich einschließlich 2 cm Putz eine Gesamtdeckenstärke von 35 cm ergab. Hierdurch wurde neben guter Isolierung gleichzeitig eine große Gewichtsersparnis gegen­

über Eisenbeton erzielt, ohne die Stabilität des Bauwerks irgendwie zu gefährden. Die Einbetonierung der Außenstützen war gesichert und gegenüber einer gewöhnlichen Ausmauerung in Leichtsteinen eine Wand­

stabilität erreicht, welche zur Windaufnahme mit herangezogen werden konnte.

C. Das Stahlskelett.

Die zweibündige Anlage der Hauptteile, d. h. die Anordnung eines Mittelgangs und beiderseits gelegener Haupträume, bedingte in der Haupt­

sache die Anordnung von vier Stützenreihen, welche jedoch nur im Bau­

teil III von oben bis unten glatt durchgeführt werden konnten.

B a u t e il I hatte vollständig ungleichmäßige Grundrißaufteilungen in allen Geschossen, wodurch ein einheitliches Konstruktionssystem im Skelett nicht möglich war und deshalb in jedem Stockwerk mehr oder minder schwere Abfangungen nötig wurden. Die Windkräfte im Bauteil I werden in der Ost-West-Richtung durch die Außenwände von I und in der Nord- Süd-Richtung durch die Längsfront im Westen von II aufgenommen, während für den mittleren Teil ein Windverband beim Anschluß an Bau­

teil II zur Aufnahme der Kräfte eingebaut wurde (Abb. 2a).

B a u t e il II ist ein regelmäßiger Bau, über dessen Erdgeschoß wegen des eingebauten großen Speisesaals die gesamte fünf Stock hohe zweite Stützenreihe durch geschweißte zweistielige Rahmenbinder in der Quer­

richtung des Baues abgefangen werden mußte (Abb. 2b, Schnitt a— a).

Auch die über den Rahmen liegenden Windverbände zur Aufnahme der Windkräfte auf die Westfront von Bauteil II sind hier abgefangen und deren Horizontalkräfte nach dem Wirtschaftsanbau, Bauteil IV, weiter­

geleitet, welcher durch seine Querschnittsform die Anordnung einer Ver­

strebung der Stahlkonstruktion zur Aufnahme und Übertragung der Hori­

zontalkräfte auf die Fundamente gestattet. Ferner wurde im Bauteil II die gesamte westliche Außenwand im Sockel- und Zwischengeschoß zwecks Ausbildung eines Arkadenganges zurückgesetzt und die Stahl­

konstruktion der Außenwand, bei Abfangung jeder zweiten Stütze, als mehrstleliger Längsrahmen aus C-Profilstützen und einem Blechträger als Rahmenriegel zur Aufnahme der Vertikallasten und der Windkräfte auf Bau­

teil I und III in Nord-Süd-Richtung durchkonstruiert (Abb. 2e, Schnitt d— d).

B a u t e il III mit seinen 14 Geschossen an der Straßenfront und einer Gesamthöhe von 55,70 m O. K. Fundament bis O. K. Brüstung Dachterrasse ist der eigentliche Krankenbau, dessen

Hauptfront nach Süden gerichtet ist.

Die verhältnismäßig geringen Be­

lastungsflächen der Stützen von etwa 14 m2 gestatteten bei den niedrigen Eigengewichten der Decken und Wandlasten trotz der großen Gebäude­

höhe, von den Windverbänden ab­

gesehen, meistens bis in die unter­

sten Geschosse die Verwendung von

Dach-Auflau

Abb. 2 a. Schnitt e— e (s. Abb. 2 e).

|, Bauteil H Abb. 2b

Windmhmen;

U Bauteil m

Schnitt a- (s. Abb. 2a).

Abb. 2d. Schnitt c— c (s. Abb. 2 a).

JnhrganK7 Hett7 ,

30.März 1934 M e n s c h i c k , D ie K o nstruktion en d es K ran ken h ochh au ses der Ev. D iakon issen anstalt in S ch w äb .-H all. 55

Pendelslühe

Abb. 3. Abb. 4.

Abb. 3 u. 4. Aufstellung der Stahlkonstruktion.

Abb. 2c. Schnitt b— b (s. Abb. 2a).

normalen Breitflanschträgern mit nur einfachen Plattenverstärkungen, so daß die Profile meistenteils in den Wänden verschwinden konnten. Zur Aufnahme der Windkräfte in der Querrichtung des Baues wurden wegen der fehlenden durchgehenden Querwände senkrechte Windverbände an­

geordnet, welche in gegenüberliegende Zwischenwände gelegt wurden, um eine möglichst günstige Zusammenwirkung zu erzielen (Abb. 2d, Schnitt c— c). Die Verteilung der Windkräfte auf die beiden — wegen der verschiedenen Höhe der Fachwerkausbildung und der verschieden starken Auflasten nicht gleich starken — Windbockträger erfolgte im Verhältnis der Gesamtträgheitsmomente der beiden Fachwerkträger, um gleiche Durchbiegungen zu erhalten. Die Glieder zwischen den beiden Fachwerkträgern wurden als Druckstäbe zur Übertragung der Horizontal­

kräfte ausgebildet. Die Einspannung im Fundament wurde durch die bereits eingangs erwähnte Ausbildung der untersten zwei Geschosse in Eisenbeton gesichert. Durch die Ausbildung der Längswände als Eisen­

betonträger wurde gleichzeitig eine Verteilung der senkrechten W ind­

zusatzbelastung, etwa 200 bis 3001 je Stütze, auf einen längeren Fundament­

abschnitt bewirkt. Die mit Leichtbetonrlppendecken und Isolierbeton aus­

gefachten Trägerlagen wurden als Deckenscheiben zur Übertragung der Windkräfte auf die senkrechten Windverbände herangezogen. Diese W ind­

verbände selbst wurden aus zusammengesetzten C-Profilen für die Stützen und Winkeln für die Streben gebildet und zur Sicherheit gegen Rostgefahr voll einbetoniert.

An der westlichen Stirnseite war die Ausbildung eines Windverbandes wegen- der Fassadengliederung unmöglich, weshalb vom fünften Ober­

Abb. 2e. Schnitt d— d (s. Abb. 2 a).

geschoß aus aufwärts ein geschweißter vierstieliger Stockwerkrahmen mit Zwischenstützen als Pendelstützen angeordnet wurde. Beim Über­

gang nach Bauteil II mußte hier wegen der vorgerückten Gebäudefront von Bauteil II und der Stützenachsenverschiebung in Längsrichtung der gesamte Aufbau von Bauteil III in zwei Richtungen abgefangen werden, was durch den über Rahmen 2 liegenden Windverband noch bedeutend erschwert wurde. Aus den Schnitten b— b und d— d der Abb. 2 Ist die statische Anordnung ersichtlich. Die Übertragung der Horizontalkräfte auf die Längswände von Bauteil II erfolgte durch einen Waagerechtverband in der Deckenscheibe vom vierten Obergeschoß.

Die große Bewegungsfreiheit, welche die Anwendung geschweißter Konstruktionen für den Architekten bei Ausbildung seiner Fensternischen und Rolladenkastenöffnungen wegen der wegfallenden Knotenbleche erlaubt, zeigte hier nach Durcharbeitung mehrerer Lösungen die Über­

legenheit des Schweißverfahrens gegenüber genieteten Konstruktionen, wenn es sich darum handelt, möglichst kleine Knotenpunkte und Rahmen­

ecken zu erzielen. Andererseits muß hierbei zu Ungunsten des Schweiß­

verfahrens erwähnt werden, daß, um einfache Schweißanschlüsse zu erhalten, häufig die Verwendung größerer Profile notwendig ist, als rein statisch bedingt wäre. Deshalb sind in solchen Fällen die gegenseitigen Vor- und Nachteile vor Entscheidung über die W ahl der Konstruktionsart genau abzuwägen. Um die Schweißarbeiten soweit als möglich auf die Werkstätte zu beschränken, wurden die genieteten Stöße für die Stock­

werkrahmen nicht an die Trägeranschlüsse mit den Maximalmomenten, sondern an die Momentennullpunkte gelegt, so daß alle geschweißten