DER STAHLBAU
S c h r i f t l e i t u n g : © v .s jju g . A. H e r t w i g , G e h . R e g i e r u n g s r a t , P r o f e s s o r a n d e r T e c h n i s c h e n H o c h s c h u l e B e r l i n B erlin-C harlottenburg 2, Technische H ochschule. — Fernspr.: Steinplatz 9000
B e i l a g e
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Fachschrift für das ge-z u r Z e i t s c h r i f t J[ / I I v / ~ \ V J y y [ J [ J _ ^ | X sam te B auingenieurw esen Preis des ersten Jahrganges „Der S tah lb au “ 7,50 R.-M. und Postgeld
1. Jahrgang BERLIN, 4. Mai 1928 Heft 3
A l l e R e c h t e V o r b e h a l t e n . £ j n e m 0 C l e r n e t W a g C I l h a l l e ¡H S t a h l 4 8 .
Von Dipl.-Ing. W a lte r G o e rk e , H am burg.
Die A usdehnung des V erkehrs mit A utobussen neuester Bauart m achte einbart, daß der Ausführung für Stahl 48 d er Erlaß des preußischen in H am burg den Bau großer K raftw agenhallen erforderlich. So w urde im M inisterium s vom 25. F ebruar 1925 betr. Bestim m ungen üb er zulässige vergangenen Jahre eine K raftw agenhalle für etw a 120 große A utobusse B eanspruchung und B erechnung von K onstruktionsteilen aus Flußstahl und von der H am burger Hochbahn A.-G. in A uftrag gegeben, für w elche die 41 m hochw ertigem Baustahl usw. zugrunde gelegt w erden sollte. Die Ver-
Abb. 1. G rundriß.
weit gespannten Z w eigelenkrahm enbinder in Stahl 48 ausgeführt w urden, w ährend man die N ebenkonstruktionen w ie Pfetten, Torwand und Schürze in Stahl 37 herstellte.
Die A uswahl der Baustoffe w ar nach rein w irtschaftlichen G esichts
punkten erfolgt, w obei eine gew isse G ebundenheit an die K onstruktions
höhen die W ahl beeinflußte: So w ar für Stahl 48 günstig, daß über
Abb. 2. Querschnitt.
bestim m te G renzen in der H öhe des Binderquerschnitts nicht hinaus
gegangen w erden durfte. A nderseits w ollte man bei den 15 m w eit gestützten Pfetten w egen der D urchbiegung ein m öglichst großes Trägheits
m om ent erreichen, ohne die Pfetten überdim ensionieren zu m üssen; ein G esichtspunkt, der für die Pfetten Stahl 37 bevorzugen ließ.
Da H am burg zurzeit für die V erw endung von Stahl 48 noch keine gesetzlichen V orschriften hat, w urde mit der H am burger Baupolizei Ver
w endung von Stahl 37 erfolgte gem äß der Bekanntm achung des H am burger Senats vom 1. A ugust 1917 betr. G rundsätze für die Prüfung von Bau
vorhaben durch die Baupolizeibehörde.
Die H alle ist 43 m breit und 132 m lang (Abb. 1 u. 2). Die Binder überspannen die volle Breite und sind in 15 m A bstand angeordnet. Die vordere G iebelw and ist als Torw and ausgebildet. Das Dach g eh t etwa 9.5 m üb er die Torw and hinaus und wird durch eine Schürze abgeschlossen, die ebenfalls die ganze H allenbreite in einer Stützlänge überspannt.
Die D achhaut b esteh t aus hölzernen Sparren, die oben mit einem Doppelpappdach auf H olzschalung und unten mit einer G ipsdecke ver
kleidet sind.
Die Belichtung der H alle geschieht durch raupenartig angeordnete O berlichter (Abb. 2), von denen je zw ei in jedem B inderfelde angeordnet sind, ln jedem 2. B inderfelde ist im First eine E ntlüftungslaterne von 3.5 m Breite und 15 m Länge angebracht. Die hintere G iebelw and ist in Fenster aufgelöst.
Bei dem einen N ebengebäude Ist b em erk en sw ert, daß zw ei Blech
träger aus Stahl 48 (Stehblech 1 0 00-10 und vier W inkel 150- 150- 12) von 24,75 m Stützlänge die D achkonstruk
tion tragen.
Die eine Längsw and der H alle ist angebaut. Die freistehenden massiven W ände besitzen innerhalb der Pfeiler
vorlagen in den Fundam enten ein
gespannte Stahlträger zur A ufnahm e d er W indkräfte gegen die Wand. Im übrigen ist überall ein M indest
abstand von 10 cm zw ischen B inderkonstruktion und W and innegehalten w orden, um eine gegenseitige Beeinflussung auszuschalten.
Die Pfetten sind als kontinuierliche Träger au sg eb ild et w orden. Sie bestehen, mit A usnahm e der kurzen Z w ischenpfetten an den O berlichtern, aus einem Stehblech 600 • 6 und vier G urtw inkeln, die der größeren Q uersteifigkeit w egen ungleichschenklig gew ählt w urden. Da die Pfetten
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nicht über die Binder hinw eggeführt w erden sollten, bedurfte die ein
w andfreie Ü bertragung der Stützm om ente einer besonderen K onstruktion, die auf Abb. 3 in den Schnitten III—III und IV—IV zu erkennen ist.
Die M om entenübertragung am Pfettenauflager (Binder) erfolgt durch eine über den B inderobergurt hinw eggehende Flachstahllasche als Zug
zone und in einer Druckzone, die durch die A nschlußkonstruktion des Konsolblechs an das B inderstehblech g eb ild et wird. D abei wird statisch die Annahm e gem acht, daß keine N iete zwischen A nschlußw inkel und Binderstehblech auf Zug beansprucht w erden. K onstruktiv w ird dies da
durch erreicht, daß nur innerhalb der Druckzone V erbindungsniete zwischen Konsolblech und Anschlußw inkeln vorhanden sind. A ußerhalb der Druck
zone sind nur je drei H eftschrauben vorgesehen w orden, die keine Kräfte übertragen können; es ist das Loch im K onsolblech größer gebohrt als der Schraubendurchm esser, so daß L ochleibungsbeanspruchung nicht ein- treten kann.
Mit dieser A nnahm e erhält man die in Abb. 4 eingetragenen inneren Kräfte. S tellt man die F orderung, daß die größten Zug
spannungen gleich den größten Drucks
pannungen sein sollen = so wird unter der V oraussetzung, daß das H ookesche G esetz für die vorliegende Konstruktion G ültigkeit h a t, die N ullinie in die Mitte von h fallen ( x = un(^ es sic*1 ableiten, daß das innere M om ent der Druck
kräfte in bezug auf die N ullinie 2/s des äußeren M om ents und das innere M om ent der Zuglasche in bezug auf die N ullinie 3/s des äußeren M om ents beträgt. Nach diesen G esichtspunkten ist der Anschluß aus
gebildet worden.
Die H am burger Baupolizei läßt im allgem einen kontinuierliche Träger in Stahlkonstruktion u n ter der A nnahm e gleich hoher (starrer oder elastischer) A uflager nicht zu, da eine K ontrolle der bei der M ontage der Binder ein
tretenden S tützenverschiebungen der Pfetten nicht möglich ist. In diesem Falle w urden, um M ontageungenauigkeiten (und dam it V orspannungen) auszuschalten, die Löcher der Stoßniete zwischen K onsole und Pfette kleiner gebohrt als die N ietdurchm esser. Nach endgültig erfolgter A us
richtung der Binder (und V ergießen der Lagerfugen) w urden die Löcher aufgerieben und jetzt erst die Stoßniete geschlagen. Auf diese W eise dürften M ontagespannungen in den Pfetten verm ieden sein. D er Einfluß elastischer Stützenverschiebungen, wie sie z. B. zwischen dem Endauflager, d. h. den M auerpfeilern der G iebelw and (Abb. 1, links) und der ersten M ittelstütze auftreten können, w urde untersucht, und die G röße der auf
tretenden Z usatzspannungen erm ittelt. Der Einfluß war in diesem Falle nicht sonderlich groß.
Die Binder (A bb.2 u. 3) sind als Rahmen m it Zugband und, w ie anfangs erwähnt, aus Stahl 48 hergestellt. Da die H alle mit der einen Längswand unm ittelbar an ein bestehendes G ebäude anstößt, verbot es sich, die auf
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Abb. 4. V erteilung der inneren Kräfte.
tretenden starken H orizontalkräfte an die F undam ente ab zu g eb en , die dadurch bedeutend größere A bm essungen hätten erhalten m üssen. D es
halb w urde ein Zugband zur A ufnahm e des H orizontalschubes angeordnet.
Als B elastung der Binder kom m t das D acheigengew icht, Schneelast (W indlast ist unbedeutend) und ein Tem peraturunterschied von 2 0 ° C zw ischen dem B inderriegel und dem in abgedecktem Kanal im Erdboden liegenden Zugband in Frage.
Der Binderriegel und die B inderstiele sind aus einem 12 mm starken Stehblech und G urtw inkeln 150 • 150 • 14 bezw . 150 • 150 • 12 gebildet.
N ur im m ittleren Teil des Riegels und im Stiel w ar zur K nickaussteifung auf dem D ruckgurt eine G urtplatte 3 5 0 -1 0 erforderlich. Die in d er Rahm en
ecke auf beiden G urten liegende w eitere G urtplatte hat nur die B edeutung, die sekundäre S pannung der abstehenden G urtteile infolge der radial g e richteten K om ponente der in der K rüm m ung w irkenden N orm alspannungen
Abb. 5. Binder-Montage.
herabzum indern. Diese sekundären Spannungen hätten ohne die Ver
stärkungsplatte einen bei w eitem die zulässige Spannung überschreitenden W ert erreicht, sofern man von einer G ew ölbew irkung absah. Es dürfte überhaupt angebracht sein, bei G urtkrüm m ungen mit kleinem K rüm m ungs
halbm esser diesen Spannungen erhöhte B eachtung zu w idm en.
Das Zugband besteht aus einem hochkant gestellten Flachstahl 240-18.
Um M ontagespannungen zu verm eiden, w urde der letzte Stoß des Zug
bandes auf der B austelle sorgfältig angepaßt, eventl. kleine U ngenauig
keiten glich man durch A ufreiben der N ietlöcher unm ittelbar vor dem N ieten aus. Das Zugband lagert in einem bedeckten Betonkanal auf
B e i l a g e z u r Z e i t s c h r i f t „ D i e B a u t e c h n i k “. 27
Abb. 6. V orderansicht m it Torw and und Schürze.
besonderen Böcken, die in 8 m A bstand vorgesehen sind. Die Böcke sind so eingerichtet, daß das Zugband in seiner H öhenlage jederzeit nach
gerichtet w erden kann (Abb. 3).
Erschw erend war, daß der G rundriß der H alle in seinem größeren Teil trapezförm ig ist, w odurch jed er Binder eine andere Länge erhielt.
Die Lager — ein Zylinderzapfenkipplager und ein Einrollenlager — , die naturgem äß noch tiefer liegen m üssen als das Zugband, sind in je einer besondern K am m er untergebracht, die ebenso w ie der Zugband
kanal durch abnehm bare Platten leicht zugänglich gem acht ist (Abb. 3).
Die A ufstellung begann an der hinteren G iebelw and. D er Binder w urde in drei Teilen, und zw ar mit Hilfe von zw ei auf G leisen laufenden A ufstellungstürm en aufgestellt. D ie beiden S eitenteile w urden mit ihrem m ittleren Ende auf verschiebbaren, ebenfalls auf G leisen laufenden Böcken gelagert, dann w urde der M ittelteil eingesetzt (Abb. 5). Bei derselben Stellung der Türm e, die den ganzen Raum zwischen den beiden zuletzt aufgestellten Bindern bestreichen konnten, w urden die Pfetten ein
gehängt.
Die Torw and und die Schürze bilden den vorderen Abschluß der Halle (Abb. 6). Die Torwand ist oberhalb der Tore mit 1/2 Stein aus
gefacht; die S tiele b esteh en aus I N . P. 30 verstärkt gegen seitliches A us
knicken durch -1L 80 -120 -1 0 und sind in A bständen von 3,92 m an
geordnet.
Der o bere Riegel hat C -Q uerschnitt, um die Stiele vorbeiführen zu können, und b esteh t aus Stehblech 600 • 6 und zw ei W inkeln 50 ■ 75 ■ 7, w ährend der untere Riegel aus zwei senkrecht zueinander stehenden C-Profilen C N .P . 10 und C N. P. 16 g eb ild et ist.
Die Schürze ist statisch ein Rahmen m it Zugband von 41 m Stütz
w eite. Die H olzrahm enfenster, die die Schürzenw and v erk leid en , sind mit X-förm igen Stielen (Stehblech und zwei Winkel) am oberen Riegel aufgehängt. Die Stiele der Schürze sind durch lange K opfbänder gegen
A bb. 8. Innenansicht.
die Pfetten abgestützt. In Abb. 6 ist zu beachten, daß die dort sichtbaren Stiele und Tore der Torwand etw a 9,5 m hinter der Schürze liegen.
D er N orm alquerschnitt des Schürzenriegels ist in Abb. 7 dargestellt.
Er erhält senkrechte Lasten aus Dach, Schürzeneigengew icht und infolge der K opfbänder auch aus Wind, zw eitens w agerechte Lasten aus Wind.
Diesen Lasten entspricht seine unsym m etrische Form. D er Riegelobergurt d ient zugleich als G esim s und ist profilartig verkleidet.
Zwischen Torw and und Schürze liegt als einziger Q uerverband der H alle ein D achverband, der in der H auptsache zur A ufnahm e der W indkräfte gegen Tor
w and und Schürze dient. D er obere Torw andriegel und Schürzenriegel bilden die G urtungen der W indträger.
D er Schürzenrahm en w ie die m ittlere T orw andstütze er-
L
U50-1S halten aus dem Knick des W indträgers im Dachfirst eine— ' Z usatzbelastung, die bei der Schürze senkrecht nach oben gerichtet ist. Da aus den senkrecht nach unten gerichteten Lasten sich in Rahm enm itte ebenfalls ein negatives M om ent ergibt, erhält für diesen Q uerschnitt die Zusatzlast ausschlaggebende B edeutung.
D ie Abb. 8 zeigt die riesige A usdehnung der H alle m it ihren vor
züglichen Lichtverhältnissen. Das unter der Decke sichtbare Rohrsystem gehört zur Sprinkleranlage, die einen zeitgem äßen F euerschutz bildet.
Die Streifen auf dem F ußboden quer zur H allenachse zeigen die A bdeck
platten der K anäle für die 'Zugbänder.
D ie B auleitung lag in den H änden von A rchitekt R o s e n b a u m der H am burger H ochbahn A .-G ., die ausführende Eisenbauanstalt war H. C. E. E g g e r s & Co. G. m. b. H., H am burg.
.
rn-10 P iioo-io7^-600-10
¿150-18 Abb. 7.
Schürzen
riegel.
Alle Rechte V o r b e h a lte n .
Der W ettbewerb von Stahl und Eisenbeton im G eschoßgroßbau.
Mit G eschoßgroßbauten bezeichnet man m ehrstöckige B auw erke von großer G rundfläche, die im Innern nur die zur A bschließung der Treppen und Innenhöfe erforderlichen M auern aufweisen, sonst aber ausschließlich die Stützen enthalten, die zur U nterstützung der Decken oder ihrer Träger
roste notw endig sind. Sie stellen das typische Fabrik- und G eschäftshaus der G roßstadt dar, und die stetig zunehm ende Raum knappheit im Innern der G roßstädte zw ingt auch in D eutschland die Bauaufsichtsbehörden, ihren W iderstand gegen eine Steigerung der G eschoßzahl und dam it der G ebäudehöhe üb er das Jahrzehnte lang festgehaltene Maß aufzugeben.
Lange Zeit w ar auf diesem besonderen G ebiete eine Ausführungsart vorherrschend: Steinm auern, Stützen und D eckenträger mit U nterzügen aus Stahl zur A ufnahm e der Stein- oder E isenbetondecken. Seitdem der Eisenbeton besonders durch die A usführungen von H ennebique seine Eignung auch für das eigentliche Traggerippe erw iesen hat, ist ein scharfer W ettbew erb zwischen Stahl und E isenbeton entbrannt, w obei die A nhänger jeder Bauweise deren w irtschaftliche Ü berlegenheit behaupten.
Es ist daher besonders zu begrüßen, daß in letzter Zeit die W irt
schaftlichkeit beider B auarten auch wissenschaftlich genauer untersucht w orden ist. In einer D issertation von E r i c h F r a n k 1) w erden die Bau
kosten eines sechsstöckigen G ebäudes üb er einem rechteckigen Grundriß von 6 0 X 6 6 m S eitenlange m it einem Innenhof von 1 8 X 2 4 m G rund
fläche erm ittelt. D ie Stützenabstände betragen 6 m nach beiden Rich
tungen, die N utzlasten nehm en vom Erdgeschoß bis zum Dachgeschoß von 2000 bis 250 kg/m 2 ab. D ie Trägerfelder sind 3 m breit angenom m en, nur bei den größten N utzlasten von 1500 und 2000 kg/m 2 sind auch F elder von 2 m Breite vergleichsw eise untersucht w orden. Es wurden in Vergleich gezogen: Trägerlagen mit K leineschen H ohlsteindecken und reine E isenbetonkonstruktionen, letztere in verschiedener A usführung, und
*) „V ergleichende B etrachtungen über die W irtschaftlichkeit der V er
w endung von Eisen und Eisenbeton im G eschoßgroßbau von Dipl.-Ing.
Erich Frank, D issertation Braunschweig.
zw ar als durchlaufende Decken mit D eckenbalken und U nterzügen, als kreuzw eis bew ehrte Platten von 6 X 6 m Seitenlänge und als Pilzdecken.
Für die Stützen sind dem V ergleiche Stahlstützen und E isenbeton
stützen zugrundegelegt w orden. Als Baum aterial sind einerseits St 37 und St 48, anderseits E isenbeton aus H andels- und hochw ertigem Zem ent angenom m en w orden, die errechneten Kosten w urden zu letzt stets auf 1 m 2 G ebäudegrundfläche bezogen.
Das Ergebnis der U ntersuchungen des V erfassers, der dem Eisen
betonbau angehört, läß t sich kurz dahin aussprechen, daß die D ecken
konstruktionen aus S tahlträgern m it H ohlsteindecke sich am billigsten stellen, w ährend E isenbetondecken in jedem F alle unw irtschaftlicher sind.
Bei den Stützen ist das U m gekehrte der Fall, für D ecken und Stützen zusam m en bleibt nach Frank in den m eisten Fällen der E isenbeton im Vorteil, nur bei sehr geringer G eschoßzahl (2), oder w enn aus besonderen G ründen die Innenstützen w eitgehend durch ohnehin erforderliche W ände ersetzt w erden können, kann der Stahlbau w irtschaftlicher sein. Auch für die K onstruktionshöhe erscheint nach Franks U ntersuchungen der E isenbetonbau etw as günstiger, allerdings nur b ei V erw endung von kreuz
w eis bew ehrten Platten od er besonders von Pilzdecken, die, w enn auch im allgem einen unw irtschaftlicher, un ter U m ständen dadurch die beste Lösung ergeben können, daß sie innerhalb einer vorgeschriebenen G e
bäudehöhe die G eschoßzahl zu steigern erlauben.
Den Schluß von Franks interessanter Studie bildet eine E rörterung d er „allgem einen V orzüge und N achteile d er Stahl- und E isenbeton
bauw eise“, die in dem Anspruch gipfelt, nachgew iesen zu haben, „daß unter der A nnahm e der gleichen W irtschaftslage des E isenbetonbaues und der B etonunternehm ungen für den vorliegenden Bau der Eisenbeton die w irtschaftlichere A usführung ist und d er Stahlbau nur in beschränktem U m fange noch eine w irtschaftliche Berechtigung für den G eschoßbau h a t“.
Es konnte nicht ausbleiben, daß diese Schrift m it ihren zum Teil unerw arteten Ergebnissen und w eitgehenden Schlußfolgerungen Befrem den erregen und zu w eiteren U ntersuchungen anregen m ußte. Vor uns liegt
28 D E R S T A H L B A U , Heft 3, 4. Mai 1928.
eine A rbeit von Dr. techn. G. S p i e g e l : „ S t a h l u n d E i s e n b e t o n im G e s c h o ß g r o ß b a u . “ 2) Spiegel stellt an dem Bauwerk Franks noch ein
mal genau dieselben vergleichenden U ntersuchungen an. Bei der Berück
sichtigung aller die Kosten beeinflussenden U m stände g eh t er noch w eiter ins einzelne als Frank, z. B. durch Einbeziehung der F undam ente, so daß seine Zahlen starken Anspruch auf V ertrauen haben. Nach Spiegel sind die Ersparnisse durch V erw endung von E isenbetonstützen nicht im stande, die M ehrkosten der E isenbetondecken w ettzum achen, so daß sich, vom K eller
geschoß abgesehen, in allen Füllen ein Vorteil der Stahlbauw eise ergibt.
Spiegel kom m t also im großen G anzen gerade zum entgegengesetzten Ergebnis wie Frank. Zweifellos sind die Zahlen Franks in bezug auf die Kosten der S tahlstützen dadurch anfechtbar gew orden, daß er als Zuschlag für B indebleche, Laschen, Bolzen usw., ganz abgesehen vom Stützenfuß, nicht w eniger als 65 °/# des reinen Q uerschnittgew ichtes rechnet, ein Wert, der von Spiegel mit Recht auf etw a 27 % zurückgeführt wird. B etrachtet man daraufhin die Zahlen in den Tabellen Nr. 12 und 13 bei Frank, besser noch in der zweckmüßigeren A nordnung Spiegels (Tafel g), so dürfte die geringe, für die Elsenbetonkonstruktion errechnete Ü berlegenheit verschwinden.
Der unbefangene B eurteiler erhält aus den beiden U ntersuchungen den Eindruck, daß die Kostenziffern der beiden in W ettbew erb stehenden Bauweisen vielfach so nahe beisam m en liegen, daß schon geringe, durch die besonderen örtlichen V erhältnisse, durch die allgem eine W irtschafts
lage des Baum arktes usw. bedingte U m stände im stande sind, die Wag- schale entscheidend nach der einen oder anderen Seite sinken zu lassen.
Man wird also Bedenken tragen, allgem ein von einer wirtschaftlichen Ü berlegenheit der einen oder ändern Bauweise zu sprechen. Um so größere B edeutung w erden die Betrachtungen über allgem eine Vorzüge und Nachteile beider Bauweisen besitzen, die bei der Entscheidung g eg en einander abzuw ägen sind, zum al hierdurch und Insbesondere durch die beim Stahlbau erzielbare Raumersparnis usw. die W irtschaftlichkeit in starkem M aße berührt wird. In dieser H insicht kann man Frank den Vorwurf nicht ersparen, daß er sich, ganz in den G edankengüngen des Eisenbetonfachm anns befangen, die Sache etw as zu leicht macht. Dieses Kapitel ist bei Spiegel doch w esentlich gründlicher b ehandelt w orden.
Die statische K larheit des Z usam m enw irkens aller Bauteile in der beabsichtigten W eise und dam it die W ahrscheinlichkeit, daß die wirklichen M aterialspannungen den errechneten einigerm aßen entsprechen, ist im Stahlbau unbedingt größer als im E isenbetonbau, wo die an sich so w ert
volle Rahm enw irkung in den Stützen bei verschiedener Belastung benach
barter Felder unverm eidliche B iegungsm om ente hervorruft, w elche die Berechnung nur auf zentrischen Druck unsicher machen. Auch in der A us
führung der Bauwerke besteh en bei den beiden Bauweisen grundsätzliche U nterschiede, w elche auf die Q ualität des fertigen Bauwerks von großem Einflüsse sein können. Das S tahlgerüst b esteh t aus Trägern und Stützen, die in der W erkstatt unter günstigen A rbeitsbedingungen bis zum letzten Nietloch vorbereitet w erden können, so daß es auf der B austelle nur einer G ruppe tüchtiger im Zusam m enbau geschulter A rbeiter bedarf, um u n ter sach
kundiger Leitung in kürzester Frist ein stabiles Tragw erk herzustellen, dessen Festigkeitsverhältnisse den V oraussetzungen durchaus entsprechen.
Im G egensatz dazu ist der E isenbetonbau von den A rbeitsverhültnissen auf der Baustelle selbst abhängig und dam it auch von der W itterung, U m stände, w elche auf Bauzeiten und Baufristen von großem Einfluß sind und sich häufig in w irtschaftlicher H insicht ungünstig bem erkbar m achen w erden.
Es erübrigt sich, auf diese Dinge, die ja allgem ein b ekannt sind, näher einzugehen, es muß anerkannt w erden, daß die großen E isenbetonbau- unternehm ungen gew issenhaft b em ü h t sind, Schädigungen der Bauwerke durch diese Zufälligkeiten nach M öglichkeit zu verm eiden. Spiegel be
spricht w eiterhin ausführlich die Fragen der Ä nderungs-, E rw eiterungs
und A ufstockungsm öglichkeiten, die V orkehrungen zur U nterbringung der V ersorgungsleitungen, die Fragen der R aum ausnutzung und der Bauhöhe.
Die größere A npassungsfähigkeit d er Stahlbauw else in allen erstgenannten Fällen ist unbestreitbar und wird sich auch w irtschaftlich g elten d machen.
2) Stahl und Eisenbeton Im G eschoßgroßbau. Ein wirtschaftlicher Vergleich von Dr. techn. G ustav Spiegel mit fünf Textabbildungen und 25 Zahlentafeln. Berlin 1928. V erlag von Julius Springer.
In bezug auf die R aum ausnutzung w ill Spiegel der kleinen Ü berlegenheit des E isenbetonbaus bei kreuzw eise bew ehrten oder Pilzdecken in der Bau
höhe keine große B edeutung zuerkennen, indem er w ohl mit Recht der Lichthöhe unter den U nterzügen nicht dieselbe W ichtigkeit beim ißt, die sie bei Brücken hat, sondern die lichte Raum höhe in den V ordergrund rückt. Für den Stahlbau errechnet er dagegen einen gew issen Vorteil in der A usnutzung der G rundfläche durch geringere Q uerschnittsflächen der eisernen Stützen einschließlich U m m antelung gegen ü b er den E isenbeton
stützen. U nter Anführung einiger G rundstückspreise d eu tet Spiegel auch an, wie der Stahlbau infolge dieses V orteils w irtschaftlich erheblich g ünstiger abschneidet. Endlich w erden auch die Fragen der Wärme-, Schall- und Feuersicherheit und die L ebensdauer behandelt. Beide V er
fasser können sich für ihre entgegengesetzt lau ten d en U rteile in den beiden letzten w ichtigen Eigenschaften auf am erikanische Q uellen berufen.
Mit der Frage der L ebensdauer hängt zusam m en der A bbruchsw ert eines Bauwerks, und in dieser B eziehung besitzt der reine Stahlbau eine unbestreitbare Ü berlegenheit. Nicht nur daß der A bbruch w eit schneller und billiger vonstatten g e h t, beh ält das Stahlgerippe auch dann noch einen recht hohen M aterialw ert. D erartige B auwerke sind nicht für die E w igkeit bestim m t, sow eit sie sich im Kern der G roßstädte b e finden, wo bei dem hohen Bodenw ert der G rundstücke m ehr und m ehr auch solche G ebäude rücksichtslos dem Abbruch verfallen, deren Lebens
dauer bei w eitem nicht ausgenutzt w orden ist, sobald sie für den ver
änderten B enutzungszw eck ungeeignet sind. Die hohe Lebensdauer eines G eschoßbaues im Innern einer Stadt w ie Berlin wirklich auszunutzen, dürfte unm öglich sein, im G egenteil w ird die Sprödigkeit einer Bauweise g eg en ü b er den W ünschen neuer B enutzer nach A bänderung' (Entfernung von Stützen) sich oft sehr unbequem fühlbar m achen.3)
Es sei noch besonders darauf aufm erksam gem acht, daß es sich bei dem von Frank und Spiegel einem V ergleiche unterzogenen G ebäude um ein solches von 25 m H öhe, also kaum um ein Hochhaus, geschw eige denn um einen W olkenkratzer handelt. Mit zunehm ender H öhe machen sich U m stände geltend, w elche die V ergleichsgrundlagen vollständig ver
ändern. Es sind dies die Berücksichtigung des W inddrucks und dam it im Z usam m enhange die geringste S eitenlänge des G ebäudegrundrisses.
W erden die E isenbetonrahm en durch den W inddruck stark auf Biegung beansprucht, so erw eist sich der quadratische Stützenquerschnitt hierfür als recht ungünstig. Eine V ergrößerung dieser Q uerschnitte über ein gew isses Maß hinaus wird schnell unw irtschaftlich, w ährend im Stahl noch die M öglichkeit besteht, durch G urtplatten die Stützen zur A ufnahm e von Biegungsm om enten g eeig n et zu machen, ohne ihre B reitenabm essungen nennensw ert zu vergrößern. Auch die A usbildung der R ahm enecken zur Aufnahm e großer B iegungsm om ente ist eine schw er lösbare Aufgabe, w eniger im Entw urf als in der A usführung, wo durch die vielfache Kreu
zung von S tützeneisen, Balkengurtungseisen in zw ei Richtungen, Bügeln usw. die allseitige E inbettung in Beton und dam it die vorausgesetzte V erbundw irkung nur bei allerpeinlichster Ü berw achung erreicht w erden wird. Es soll im G egensatz dazu nicht b eh au p te t w erden, daß die A us
bildung der R ahm enecken im Stahlbau bei V erw endung von I-Profilen für Träger und S tützen in allen Fällen durchaus befriedigt, bei Q uerschnitten in rechteckiger Kastenform ist eine w irkungsvolle Eckenbildung jedenfalls leichter möglich. V ielleicht w ird sich diese Aufgabe einm al m it Hilfe der Schw eißtechnik b esser lösen lassen. Die A nordnung von V erbänden bietet jedenfalls ein M ittel, die Steifigkeit des Stahlgerüstes gegen W ind
druck bis zu den größten H öhen in w irtschaftlichster W eise zu erreichen.
Sow eit derartige erschw erende V erhältnisse noch nicht vorliegen, also bei G eschoßbauten gew öhnlicher Art, b ietet die besprochene Schrift von Spiegel in ihrem um fangreichen Z ahlenm aterial, das auch alle w esentlichen Ergebnisse von Frank enthält, ein gutes H ilfsm ittel, um gegebenenfalls für andere Preisgrundlagen ähnliche U ntersuchungen an zu stellen ; ihr Studium kann daher allen Bauherren und B aufachleuten em pfohlen w erden, die sich m it der P lanung und K ostenberechnung derartiger B auw erke zu
befassen haben. P o h l.
3) Vergl. u .a . auch „Baustoffwahl und B augeldverzinsung“ auf S. 35 dieses Heftes.
A l l e R c c h t c V o r b e h a l t e n .
Stahl als Baustoff für das Führungsgerüst der Kübelförderung.
Von Dipl.-Ing. F ritz W a lte r, Ber. Ing., Berlin, Filialleiter der B. W alter Ges. f. Ingenieurbau m. b. H., Gleiw llz.
guttransportes durch den Schacht. Bei der G estellförderung w erden die Förderw agen in besonderen G estellen im Schacht gehoben und über Tage zum Zwecke des leichteren A btransportes des F ördergutes über um fang
reiche G leisanlagen geführt. D ieses V erfahren ist sehr um ständlich und mit vielen N achteilen verbunden, die bei der K übelförderung verm ieden w erden. H ier wird das abgebaute G ut am Schacht in besondere K übel entleert, w elche ihrerseits das eingefüllte Fördergut über Tage in einen B unker entladen, von w o es u n ter Zw ischenschaltung eines T ransport
organes direkt nach der Sieberei usw. gelangt. Auf diese W eise ist eine völlige Trennung zw ischen G ruben- und M aschinenbetrieb erzielt. Auf Z u s a m m e n f a s s u n g : Es w ird an Hand des Führungsgerüstes der
K übelförderung für Bergw erke gezeigt, w ie in diesem Falle nur die Stahlbauw eise die M öglichkeit b ietet, den besonderen Bedingungen des Bergw erksbetriebs, vor allem an äußerste R aum beschränkung, gerecht zu w erden.
Die K übelförderung ist in D eutschland noch sehr jung, und erst in den letzten Jahren sind einige Förderungen dieser Art geb au t w orden, die den A nlaß bildeten, der G efäßförderung auch bei uns m ehr B eachtung zu schenken. Der U nterschied zwischen der b isher üblichen G estellförde
rung und der K übelförderung liegt bekanntlich in der Art des Förder-
B e i l a g e zur Z e i t s c h r i f t „ D i e B a u t e c h n i k “. 29
K übelgew icht, einschl. O ber- und U nterseilanschluß . 5 100 kg N u t z l a s t ... 5 000 „ Seilgew icht (400 m • 7,25 k g / m ) ... 2 900 „
S e i l l a s t ... 13 000 kg Seildurchm esser (D reik an tlitzen seil)... 42 mm B r u c h f e s tig k e it... 170 kg/m m 2 B r u c h l a s t ... 129 700 kg S ic h e r h e it... rd. 10 fach F a h r z e i t ... 58,2 Sek.
!) P. W a l t e r , Vor- und Nachteile der K übelförderung. „Kohle und Erz“ 1925, Nr. 40 u. 41.
m ethode trotz gleichartigen äußeren Aufbaus erhebliche U nterschiede gegenüber dem G estellfördergerüst aufw eist. Es ist notw endig, daß eine G erüstseite auf große H öhe vollkom m en offen ist, dam it der K übelrum pf aus dem G ehängerahm en herausgekippt bezw . in die norm ale Fahrstellung zurückgeführt w erden kann. Die offene G erüstseite erfordert naturgem äß sehr erhebliche A ussteifungen der Eck- bezw . M ittelpfosten des F ührungs
gerüstes, da außer der für die G erüststeifigkeit sehr nachteiligen großen 2) P. W a l t e r , Die K übelförderung im B ergw erkbetriebe Z. d. V. d. I.
1927, Nr. 21.
3) P. W a l t e r , D er F ördergerüstneubau K aiser-W ilhelm -Schacht der H ohenzollerngrube. „D er S tahlbau“ 1928, Nr. 2.
Das von der Firm a W alter für die K übelförderung entw orfene Fahr
diagramm hat sich in der Praxis gut bew ährt, und es ist anzustreben, auch für andere A nlagen ein gleiches Fahrdiagram m zu verw enden, da bei dem Kippvorgang (vergl. Abb. 1) ganz erhebliche Kräfte, die von der F ahrgeschw indigkeit abhängen, auf das G erüst ausgeübt w erden.
Die O stfeldkübelförderung w ar der Anlaß, daß die polnischen Solvay- W erke auf ihrer Schachtneuanlage G rodziec ebenfalls eine K übelförderung vorgesehen haben, die gleichfalls von der Firma B. W alter bearbeitet wird und für die ein ähnliches Fahrdiagram m w ie bei der Ostfeldförderung gew ählt worden ist.
Die D aten der G rodziec-K iibelförderung sind:
G esam tfahrw eg H ...170 m (I. Ausbau) G esam tfahrw eg H ... 500 m (II. Ausbau) Fahrw eg in der K urve s b ... 7,5 m
F a h r z e i t ...76,1 Sek. (I. Ausbau) F a h r z e i t ...158,4 Sek. (II. Ausbau) Die Förderleistung hängt von der N utzlast des K übels, der Fahrzeit und der Füllpause ab. Da für das Einfüllen von 1 t K ohle nur 1 Sek, erforderlich ist, beträgt die F örderleistung:
a) der O stfeldanlage:
3600 b) der G rodziecanlage:
58,2 + 5 ■ 280 t I. A usbau L x == i ~ = ■ 5 = 220 t
/b ,l ~r o
II. A usbau L, = • 5 = 110 t.
158,4 + 5
H ieraus folgt, daß die K übelförderung besonders geeignet ist, große Leistungen zu erzielen, w obei darauf hingew iesen sei, daß der äußerst geringe Platzbedarf des Kübels von besonderem Vorteil bei der Kübel- förderung ist.
Zu den mit der Eigenart d er letztgenannten Förderung zusam m en
hängenden neuen m aschinentechnischen und bergm ännischen A ufgaben g esellt sich auch die Frage, w elcher Baustoff zweckm äßig für das Förder
gerüst bei der K übelförderung V erw endung findet. Es ist also in erster Linie zu untersuchen, ob für derartige G erüste neben der für S treb en gerüste bisher üblichen Stahlbauw eise auch der neuerdings mehrfach vor
geschlagene E isen b eto n 3) A nw endung finden kann. Inw iew eit er für G estel Ifördergeriiste
als Baustoff geeignet ist, sei hier un- erörtert und nur das K übelfördergerüst b etrach tet, das in
folge der anders gearteten Förder-
Abb. 4. G estell- und K übelfördergerüst im O stfeld der K önigin-L uise-G rube
in Zaborze O.-S.
(Im V ordergrund die Kübelförderung.)
E inzelheiten sei hier nicht näher eingegangen, sondern auf die dies
bezüglichen V eröffentlichungen verw iesen.1)
Die K übelförderung des O stfeldes der K önigin-Luise-Grube O/S., die von der B. W alter-G esellschaft entw orfen und durchgebildet worden ist, muß als erste Förderung dieser Art in D eutschland bezeichnet w erden.
W ohl bestanden vorher zwei G efäßförderungen in D eutschland (Salzwerk Heilbronn und Kaliwerk R ansbach)2); doch haben beide nur kleine Förder
leistungen aufzuw eisen und bilden nur eine K omprom ißlösung zwischen G estell- und K übelförderung. Im ausländischen Bergbau (vor allen Dingen in Amerika) ist die K übelförderung bereits seit langer Zeit bekannt und bildet das hauptsächlichste F örderm ittel für große Leistungen.
Förderbänder zurAufberei/ungi■■
anlage
iß
Abb. 3. Schachtscheibe der Ostfeld- K übelförderung (links Kübel-, rechts
G estellförderung).
rührungsschuh
F ang/topf
Führungs schuh
-K übel
-Gehänge
Führungsschuh Führungsschuh am Gehänge am Kübel
[ y f A nschluß - Für U nterseil
Ausschnitt in den Spur/atten
Abb. 1. K ippvorgang des W alter-Kübels.
Der Bau der K übelförderung auf dem O stfelde w ar auf G rund einer eingehenden W irtschaftlichkeitsrechnung beschlossen w orden: Man stand vor der N otw endigkeit, entw eder einen neuen Schacht niederzubringen oder den völligen Umbau der vorhandenen G estellförderung vorzunehm en, um die erforderiich gew ordene größere F örderleistung zu erzielen. Man entschloß sich für eine dritte Lösung: die K übelförderung, die in einem vorhandenen N ebenturm eines G estellförderschachtes untergebracht w erden konnte und trotz des beschränkten Platzes das D oppelte der alten, im Schacht befind
lichen G estellförde
rung leistet (Ab. 3).
Die D aten der K übel
förderung sind fol
g en d e:
Abb. 2.
Schem atischer senkrechter Schnitt durch die O stfeld-K übelförderanlage.
D E R S T A H L B A U , Heft 3, 4. Mai 1928.
Ö ffnung starke einseitig w irkende Zusatz kräftedurch den auskippenden Kübel mit z. B. 20 t G ew icht von den Eck- bezw . M ittel
pfosten aufgenoinm en w er
den müssen. Erscheint die B etonbauw eise bereits aus diesen G ründen w enig ge
eignet, so ist sie aus den w eiter unten aufgeführten Ursachen sogar vollkom men ausgeschlossen. Bei der O stfeldkübelförderung, deren schem atisches Bild in Abb. 2 dargestellt ist, kam noch hinzu, daß außer
ordentlich w enig Platz zut V erfügung stan d , da das K übelfördergerüst an das vorhandene G estellförder
g erüst angebaut werden m ußte (Abb. 3). Das G e
rüst w urde daher vollkom men in Stahl g e b a u t, da nur dieser Baustoff die M öglichkeit bot, die großen Kräfte zu bew ältigen. So
dann w ar auf dem Ostfeld d er Einbau der II. Förde
rung ohne S tillsetzung der alten G estellförderung vor
zunehm en, was bei Eisen
beton infolge der notw endi
gen R üstungsarbeiten nicht ausführbar gew esen wäre.
Die um das G estellförder
gerüst herum vorhandenen G ebäude beschränkten über
dies den Platz für die F unda
m ente, bekanntlich erfordert aber ein B etonbauw erk eine sehr erheblich größere Fun
dam entgrundfläche als die Stahlbauw eise (Abb. 4).
Das B unkergebäude ist gleichfalls vollkom m en in Stahlkonstruktion gehalten.
O bgleich für derartige Bau
w erke die M öglichkeit be
ste h t, E isenbeton anzu
w enden, w urde doch Stahl gew ählt w egen seiner größeren A npassungsfähig
keit an örtliche und b etrieb liche V oraussetzungen; na
mentlich auch d a, wo gelegentliche Ä nderungen leicht und ohne B etriebs
störungen vorzunehm en sind. Hinzu kam, daß durch den Bunker über Tage auch G leise des W agen
kreislaufes der vorhandenen G estellförderungen geführt w erden m ußten. Da b e kanntlich jed er W agenver
kehr Erschütterungen her
vorruft, ist das Bunker
g eb äu d e dauernden elasti
schen Schw ankungen un ter
worfen. D erartige V ibratio
nen sind für jed es Eisen
beton b au w erk äu ß erstsch äd lich, w ie Eisenbetonkon- struktionen un ter Kranlauf
schienen deutlich zeigen.4)
über Tage
Cnt/eerungS' Stellung j
Aufbereitung
Abb. 7. Förderanlage der K ath lee n -G ru b e (Amerika).
Ähnliche G ründe w aren bei der Anlage Grodziec (Abb. 5 u. 6) für die Wahl der Stahlbauw else m aßgebend. Auch hier ist ein norm al gebautes Strebengerüst erstellt w orden, w elches indessen die durch die K übel
förderung bedingten M erkm ale (verstärkte Eck- und M ittelpfosten) aufweist.
In Abb. 6 ist die G esam tansicht der Schachtanlage w iedergegeben. In
folge einer G eländehöhendifferenz konnte das G erüst 16 m über dem Niveau des G rubenbahnhofes angelegt w erden. Das tiefer liegende Auf
bereitungsgebäude ist gleichfalls in Stahlkonstruktion ausgeführt w orden, da die eingebauten Siebe nicht zu verm eidende Schw ingungen hervor- rufen. N ur der E ntladebunker konnte in E isenbeton gebaut w erden, da er vollkom m en getrennt vom G erüst aufgestellt ist und auch nicht die G efahr bestand, daß dieser Bunker evtl. später vergrößert oder um gebaut w erden muß. Er dient lediglich als Zwischenorgan für die gleichm äßige A ufgabe der Kohle auf das Transportband. Das Schachtgebäude über dem Bunker ist als Stahlfachw erk ausgebildet w orden, da hier A bänderungs
möglichkeiten vorgesehen sein m ußten.
Die beiden A nlagen O stfeld und Grodziec sind ein typisches Beispiel dafür, daß man die einzelnen Baustoffe ihrer Eigenschaft entsprechend verw enden soll. Bei Bauwerken, für die genügend Platz vorhanden ist, die keinen Schw ingungen unterw orfen sind und bei denen spätere U m bauten ausgeschlossen bleiben, z. B. frei stehenden Bunkern, kann sich der Eisenbeton em pfehlen, für das Führungsgerüst des F ördergerüstes ist er jedoch ungeeignet. O b ein kippender K übel oder ein B odenentleerer
als Förderm ittel benutzt w erden, ist
. / / gleichgültig für die A usbildung der
^f_____A j.T ——— i ¥{|; E ntladestelle des G erüstes, denn im 1 | ; ’ jj| ^ Fördergerüst m üssen in beiden Fällen
| / y \ ’ it; Führungen und Kippkurven angeord-
\ \ X / • o j ji: n e ts e in . Für die Führungsschienen
!cj|! ist der Eisenbeton vollkom m en unge- -.5 ¿ - j ; ; eignet, da diese Führungen stärksten unterTage
Füllort
Vorratbunker/
300t
FuHbunket Meßgefafi
ieschickbuflker
Schnitt A -d
Abb. 5. Senkrechter schem atischer Schnitt durch die K übelförder
anlage Grodziec.
Leeruig
C if 20
Abb. 6. G erüst, K ippbunker und Separation der K übelförderung der Polnischen Solvay- W erke, Grodziec. (Kübel in Entladestellung.)
4) U. a. D eutsche Bau
zeitung 1926, S. 176/178.
a) K übelkippkurven. b) Schnitt a —b. A usbildung d. G erüst-Eckpfosten.
Abb. 8. K ippstelle des W alter’schen K iibelförder-Führungsgerüstes.
(Vergl. a. Abb. 3.)
B e i l a g e zur Z e i t s c h r i f t „ D i e B a u t e e h n i k “. 31 Stößen und die horizontalen Kipparm e ebensolchen Biegungsbeanspruchun
gen unterw orfen sind. Man hat erw ogen, das Führungsgerüst und die an ihm angebrachten Kipparme aus E isenbeton herzustellen und die stählernen Füh
rungsschienen auf E isenbetonkonsolen aufzusetzen. D er Kübel ruft aber beim D urchfahren der Schienen Erschütterungen hervor (vergl. das Fahren eines Zuges über Schienen, w obei das S chotterbett dauernd auf und ab schwingt), w elche die Eisenbetonkonsolen sehr rasch zerstören w ürden. Es ist auch nicht angängig, stählerne Konsolen in die B etonkipparm e ein- zulassen, denn der Kipparm w ürde mit der Zeit an der E inspannstelle im F ührungsgerüst durch die dauernd auftretenden positiven und nega
tiven Biegungsm om ente zerstört w erden. Der Stahlbau erscheint für das F ührungsgerüst die einzig brauchbare Lösung.
W enn in einzelnen Projekten für dieses und für die K ipparm e Eisen
beton vorgeschlagen w orden ist, so ist dies w ohl darauf zurückzuführen, daß man am erikanische A usführungen falsch verstanden hat. Abb. 7 stellt ein typisches am erikanisches K übelfördergerüst d ar, dessen äußerer Anblick Eisenbeton verm uten läßt. Das ist aber ein Irrtum : Die m eisten K übel
förderanlagen üb er Tage sind in A merika in Stahl erstellt. Die Förder
schächte besitzen dort jedoch in der M ehrzahl rechteckigen Q uerschnitt und die auf dem Bild sichtbaren Seitenw ände des G erüstes bilden nur die natürliche Fortsetzung der E isenbeton-Sehachtw and, an die der Ent
ladebunker angeschlossen ist, und auf w elcher — w ie aus der A b
bildung erkenntlich ist — das Führungsgerüst ste h t, w ährend die Kipp- fiihrungen an das eiserne G erüst angeschlossen sind.
Die Kippführungen und die K ipparm e müssen in solidester W eise an das Führungsgerüst angeschlossen w erden; Um ein klares Bild über die Art der A usbildung der K ippkurven zu erh alten , sei in Abb. 8a u. b ein Teil
des F ührungsgerüstes w iedergegeben. Zum Zwecke d er Befestigung der Führungsschienen sind bei den W alterschen K übelfördergerüsten B lechträger vorgesehen, die am Führungsgerüst angeschlossen sind. Abb. 8 b zeigt auch, in w elcher W eise der Eckpfosten des G erüstes ausgebildet ist. Wenn man den m ittleren Kipparm des G erüstes betrachtet, erkennt man, daß es unm öglich sein w ü rd e, bei E isenbeton m it dem geringen zur V erfügung stehenden Raum auszukom m en. W ollte man diese M ittel
pfosten in E isenbeton ausführen, so w ürde entw eder eine V erkleine
rung des verfügbaren freien F ördertrum s oder a b er, da diese Fläche infolge der vorgeschriebenen F örderleistung bezw . K übelgröße unbedingt festliegt, eine V ergrößerung des Schachtdurchm essers, zum m indesten eine stark verringerte A usnutzungsm öglichkeit des Schachtquerschnittes, eintreten.
Nicht zu vergessen sind die V orteile, die der Stahlbau für F örder
gerüste bei Leistungssteigerungen bietet, da in einfachster Art V erstärkungen entsprechend der höheren Seilbruchlast vorgenom m en w erden können.
Bei Erdsenkungen und der dam it verbundenen V erschiebung d er G erüst
mitten oder bei plötzlichen Zerstörungen b ietet nur das S tahlgerüst die M öglichkeit, w ährend des Betriebes schnell und billig A bhilfe zu schaffen.
D iese M öglichkeit ist sehr wichtig, da derartige A rbeiten sofort und ohne Förderstörungen ausgefühlt w erden müssen.
Auch unter Tage an der K übelfiillstelle sind Stahlbauten infolge ihrer leichteren A npassungsfähigkeit der Eisenbetonbauw eise vorzuziehen. In Fällen, wo der Stahl chem ischen oder W itterungseinflüssen zu stark unter
worfen ist, z. B. in K alibergw erken, wird man allerdings zw eckm äßig zu einer U m m antelung des Stahlgerippes greifen und das ganze Füllort torkretieren.
Alle Rechte V o r b e h a lte n .
Versuche und Berechnung von elektrisch verschw eißten I-Trägern.
(Aufgestellt auf G rund der V ersuche im Festigkeitslaboratorium der Staatlichen Technischen Schulen zu H am burg vom Juni/Juli 1926.) Von D iplom -Ingenieur E. G. S te llin g , Hamburg.
Zwei stegrecht aufeinander gelegte und auf Biegung beanspruchte I-T rä g e r wirken als einheitliches Profil, wenn die sich berührenden Flanschen so fest m iteinander verbunden w erden, daß die hierbei durch Biegung erzeugten Schubkräfte aufgenom m en w erden können. Diese schubfeste V erbindung wird in üblicher W eise durch V ernietung oder V erschraubung der aufeinanderliegenden Flanschen erreicht, w obei die Bolzen entsprechend dem V erlauf der Q uerkräfte über den ganzen Träger verteilt angebracht w erden. A nstatt d er V erbindung durch N iete oder Schrauben läßt sich neuerdings eine schubfeste V erschm elzung der sich berührenden Flanschkanten m ittels elektrischer V erschw eißung er
reichen.
Es w ürde genügen, diese Schw eißung entsprechend dem V erlauf der Querkräfte punktw eise über die ganze Trägerlänge anzuordnen, oder die Schw eißung an den A uflagerenden üb er eine gew isse Länge ununter
brochen auszuführen.
Dieses letztere V erfahren w ird im m er dann zweckm äßig sein, wenn es gilt, auf vorhandene Träger nachträglich V erstärkungsträger aufzu
schweißen. Es braucht dann zur Erzielung einer guten K ehlschw eißung ein breiterer Flansch des V erstärkungsträgeis nur über die erforderliche Schweißlänge auf einer dem unteren vorhandenen Flansch entsprechenden Breite ausgeklinkt zu w erden, w ährend eine nach dem K räfteverlauf an
geordnete P unktschw eißung eine B earbeitung des V erstärkungsträger
flansches auf ganze T rägerlänge erforderlich macht.
Die H am burger H ochbahn A.-G. hat diese Schw eißung bei U m bauten der H altestelle M illerntor zur V erstärkung der durch W egnahm e an Tunnelstützen geschw ächten D eckenträger ausgeführt:
i N P i S IN P 2 0
£
I N P 2 0
Ansicht.
-Ü.__ _____ L 0 -^2 5
l .fjfr m n r m e^ r9 esc^w
Aufsicht.
Abb. 1. Probebelastung von zwei aufeinandergeschw eißten Trägern 1 2 0 und 11 8 . V ersuche in der G leisbauw erkstatt der H am burger Hochbahn- Akt.-Ges. zu Stellingen im Mai 1926. B elastung mit Straßenbahnschienen
von je 900 kg Gewicht.
Nach A ufgrabung der Tunneldecke w urden die oberen Flanschen der D eckenträger so w eit aus dem Beton freigestem m t, daß die V erstärkungs
träger auf diese aufgelegt und über eine gew isse Länge an den A uflager
enden verschw eißt w erden konnten. Da w eder Erfahrungen noch V er
suche über derartig übereinandergelegte und an den Enden geschw eißte Träger bekannt waren, sah sich die H am burger Hochbahn A.-G. genötigt, die V erw endbarkeit solcher Trägerverstärkungen durch Schw eißung zu erproben.
V e r s u c h e in d e r G l e i s b a u w e r k s t ä t t e d e r H a m b u r g e r H o c h b a h n A .-G . z u S t e l l i n g e n .
Es w urden 2 Paar Träger, die je aus einem unteren Profil 1 2 0 und einem oberen 1 1 8 zusam m engesetzt waren, in einer Länge von 10 m zum V ersuch bereitgestellt. Die V ersuchsstücke w urden, w ie aus Abb. 1 ersichtlich, an den Enden in einer Länge von 1,65 m auf beiden Seiten der sich berührenden Flanschkanten m iteinander elektrisch verschw eißt.
Sie waren mit einer Stützw eite von 9,70 m g elag ert; ein seitliches Kippen der Träger w urde durch einen D iagonalverband verhindert. Q uer dazu w urden, sym m etrisch zur Trägerm itte und in 1,20 m A bstand, 2 I P 2 0 g eleg t und auf sie die aus Straßenbahnschienen von je 900 kg G ew icht besteh en d e Probebelastung bis zu einer G esam tlast von 13 t m ittelst Kran aufgebracht.
Die Tafel 1 (S. 32) enthält die V ersuchsergebnisse. Aus derselben geht hervor, daß bis zur B eanspruchung innerhalb der Elastizitätsgrenze die gem essenen D urchbiegungen mit den errechneten D urchbiegungen für V erbundträger gut übereinstim m en. Eine Zerstörung erfolgte durch A us
knicken des oberen gedrückten Trägers, ohne daß eine V eränderung an der Schw eißnaht w ahrzunehm en war.
V e r s u c h e im F e s t i g k e i t s l a b o r a t o r i u m d e r S t a a t l i c h e n T e c h n i s c h e n S c h u l e n z u H a m b u r g . Die genannten V ersuche g estatteten jedoch keine F einm essungen.
Es wurden deshalb auf V erlangen der H am burgischen B ehörde sow ie im Aufträge und nach A ngabe der H am burger Hochbahn w eitere Versuche m ittels Feinm essungen ausgeführt. Es sollte durch sie festgestellt w erden:
1. w elche Schw eißlänge erforderlich ist, um eine gesicherte A ufnahm e der bei Biegung entstehenden Schubkräfte zu erreichen;
2. w elche Schw eißlänge erforderlich ist, dam it beide Träger als ein einheitliches Profil w irken.
Zur B eantw ortung der ersten F rage w urden nach Abb. 2 V ersuchs
stücke aus zw ei 30 cm langen Eisen 1 12 hergestellt, zw ischen w elche ein gleich langes Eisen 1 10 auf eine nur kurze Länge geschw eißt war. Das m ittlere Stück w urde auf einer U niversalprüfm aschine von 50 t der Firma S p i e ß in Siegen bis zur Z erstörung der S chw eißnähte belastet. Die V ersuchsergebnisse sind in der Tafel 2 enthalten. Um eine rechnerische U nterlage für die B eurteilung der erzielten Scherfestigkeit d er Schw eiß
nähte zu gew innen, ist in Abb. 3 der Q uerschnitt der geschw eißten Flansch-
32 D E R S T A H L B A U , Heft 3, 4. Mai 1928.
Ergebnis der Biegeversuche von 2 Paar 10 m langen, aufeinandergeschw eißten Trägerprofilen 1 2 0 und I 18 bei 1,65 m Schvveißlänge an den Träger
enden und 9,70 m Stützw eite in der G leisbauw erkstatt „S tellin g en '.
1 1 8 : W °== 161 cm3 J ° = 1446 cm 4 J s = 9048 cmJ Statische W erte der Trägerpaare: 1 2 0 : \F “ = 2 1 4 c m 3 ,/“ = 2 1 4 2 cm 4 Ws = 467 cm3
W ° + W “ = 375 cm 3 'J° + J “ = 3588 c m ‘ A u s w e r t u n g d e r P r o b e b e l a s t u n g .
Tafel 1.
A ufgebrachte Belastung in kg
4 P P
440 + 900 335
2 240 560
3 140 785
4 040 1010
4 940 1235
5 840 1460
6 740 1685
7 640 1910
8 540 2135
9 440 2360
10 3 40 2585
11 240 2810
12 140 3035
13 040 3260
13 940 3485
Spannung P a w s = °-91p
305 510 715 920 1125 1330 1530 1740 1940 2150 2350 2560 2760 2960 3170
A ufzunehm ende Schubkraft insges. pro Flansch j rechnerisch
P a S x u x ■ 6,8 P U nverbund. Träger V erbundene Träger
i ( 3 p - 4
= 0,0048 P = 0,0019 P
1,61 2,69 3,77 4,85 5,92 7,00 8,10. 9,15 10,25 11,30
2,28 3,80 5,35 6,87 8,40 9,95 11,45 13,00 14,50 16,05 17.60 19,10 20.60
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3
CÜ sichtigt, so w ürde sich die Schw eißnahtlänge der beiderseits in den Flanschen geschw eißten Träger rechnerisch bestim m en lassen aus der Formel
V» •
p sL = n • , worin b ed eu te n :
s ( l ■ 3/ i - ö
P s die im Trägerflansch w irkende Schubkraft;
n der Sicherheitsgrad, hier gleich 4;
a die Z ugfestigkeit des Schw eißm aterials;
d die F ußbreite der Schw eißnaht.
Auf die F ußbreite ist zur Erzielung einer guten Scherfläche besonders B edacht zu nehm en. W enn erforderlich, wird der eine der sich berührenden Flanschen m ehr oder w eniger auszuklinken sein, wie Abb. 4 zeigt.
T a fe l 2.
E r g e b n i s d e r V e r s u c h e im F e s t i g k e i t s l a b o r a t o r i u m d e r S t a a t l i c h e n T e c h n i s c h e n S c h u l e n z u H a m b u r g .
G esam t
länge der Schweiße
ln cm
Bruchlast ln kg
Bruchlast durch Schw eißnaht
länge
Bemerkungen Bruchlast je cm2 Scherfläche
1 18,3 26 300 1435 kg/cm
/'Schweiße durch Aus-
< biegen des Körpers V abgew ürgt
1435
0,5 = 2870 k g /c m 2 2 19,3 29 900 1550 kg/cm / T räger k n ick t aus
\ Schweiße hält
1550
0,5 = 3100 k g /cm 2 3 18,8 33 250 1770 kg/cm Schweiße abgeschert 1770
0,5 = 3540 k g /cm 2 4 18,7 29 580 1580 kg/cm / T räger k n ick t aus
\ Schweiße hält
1580
0,5 = 3160 k g /cm 2 Die angestellten V ersuche haben ein w esentlich günstigeres Ergebnis gezeitigt, als Sr.=3ng. N e e s e aus seinen früheren V ersuchen nachgew iesen hat. Es sei noch bem erkt, daß die elektrische Schw eiße m it keiner größeren Sorgfalt ausgeführt w orden ist, als sie die Schw eißer der H ochbahn beim Schw eißen von Straßenbahnschienen auf der Baustelle anw enden, ln seinem Aufsatze .N euzeitliches Schw eißen“ 3) stellt Sr.=3ng. N eese die Form el für die F estigkeit der K ehlschw eiße
P s = 0 , 5 d l s - * U - d
auf, w ährend nach unseren V ersuchsergebnissen mit dem doppelten W ert von P s = d ls • 3/ 4 • d gerech n et w erden kann. 2)r.=3ng. N eese u n ter
scheidet ferner zw ischen K ehlschw eißung senkrecht zur K raftrichtung als Stirn- und parallel zur K raftrichtung als Flankenschw eißung. F ü r letztere gib t er die Bruchfestigkeit der Schw eiße um 1/ i kleiner als die Bruchlast des Schw eißm aterials an. Die Schw eißen unserer V ersuchsstücke sind Flankenschw eißen. Die V ersuche an diesen haben die Erfahrungen des
®r.=3ng. N eese bestätigt.
®) .B au in g en ieu r“ 1924, H eft 19.
5,8 7,3 13,0 Beide T räger Hegen auf dem Hallenfußboden auf.
Bel beiden Ist das obere Profi! ausgeknickt. Beide
[j Schweißarten zeigen k ei
nerlei Veränderungen.
I N P 1 0
IN F ?
kanten in vierfacher V ergrößerung dargestellt. H ierin ist als theoretisch kleinster Q uerschnitt der Schw eiße das gleichschenklige Dreieck a b c ein
zu setzen , das durch Ziehen einer geraden Linie a b aus der K ante un ter einer N eigung von 45 ° gegen den Flansch gew onnen wird. Die in Rech
nung zu setzende Scherfläche der Schw eißnaht erm ittelt sich dann aus der Schw eißnaht
länge ls, und der F ußbreite d der Schw eißnaht, die hier zeichnerisch mit 0,5 cm er
m ittelt ist. Die auf diese Scherfläche bezogene Scher
festigkeit aus den Versuchs
ergebnissen sind in Tafel 2 angegeben und zeig en , daß
mit einer Scherfestigkeit von _ _ ^ ^ x v ,
im M ittel 3 t/cm 2 gerechnet r i S t / a - O a n b _ Schweiße w erden kann. D iese ist um r , v / ___ tM
V4 geringer als die Zugfestig- — Ey/tcL k eit des Schw eißm aterials, die
4 t/cm 2 beträgt. Wird also eine Abb. 3.
vierfache Sicherheit berück- Trägerprofile an d er Schw eißstelle.
/ sst Länge d er Schweißung.
S
Probekörper für Schw eißversuche.
Abb. 2. Scheerversuche an elektrisch geschw eißten Trägern.
B e i l a g e zur Z e i t s c h r i f t „ D i e B a u t e c h n i k “. 33 Die Beantw ortung der zw eiten Frage, betreffend die Erm ittlung des Ein
flusses der Schw eißnahtlängen auf die V erbundw irkung zw eier aufeinander
geschw eißter Träger w urde durch Biegeversuche an Trägern untersucht. Zu diesem Zweck w urden nach Abb. 4 u. 5 m ehrere V ersuchsträger aus 2 1 1 0 von je 2,20 m Länge an den Enden auf 0, 2, 5, 10, 35 und 50 cm auf beiden Seiten der sich berührenden Flanschen verschweißt. Die Kanten des oberen Flansches w urden um das Maß der Schw eißnahtfußbreite d = 0 , 6 cm auf die Schw eißnahtlänge ausgebrannt. Diese Träger w urden bei 2,00 m Auflagerabstand ebenfalls m ittels einer U niversalprüfm aschine von 50 t der Firma Spiess in Siegen in der Mitte
belastet und die D urchbiegungen m ittels Feinm eßgerät mit hundertfacher Über
setzung gem essen.
1000 1000
Schweißung ^Schweißung
- r 5 = 2 £
I N P 1 0 2 0 0 0 I N P 10 100 b =
b'~-
• ursprüngliche Flanschbreite.
: verringerte Flnnschbrelte des oberen Trägers
Abb. 4. V ersuchsträger für die Biegeversuche.
T a fe l 3.
B i e g e v e r s u c h e i m u n e l a s t i s c h e n B e r e i c h . M aximale Belastungen.
A — Knnte des Flansches auf die Länge des Schweißes abgebrannt.
Abb. 5. Trägerprofile an der Schw eißstelle.
:
Länge der Schw eißung in cm 0 2 5 10 1 20 | 35 : 50 H öchstbelastung in t . . . 5,8 6,55 7,65 7,50 7,66 j 7,86 7,95 V erhalten der Schw eißung — abgcschcrtwird unversehrt
das V erbundträgheitsm om ent J = 2 J + 2 F \ ,l t \ 2
= 2 - 171 + 2 - 10,6 - 52 = 872 cm 4.
Das B iegungsm om ent bei einer B elastung durch P kg in Trägerm itte
L „ 200
errechnet sich aus
P 4 4 - — 50 P kgm.
Die theoretische D urchbiegung für die unverbundenen, ungeschw eißten und nur aufeinandergelegten Träger beträgt unter der Last P:
j = P - P
und für die schw eißten Träger:
f = P
4 S - E ( J o + J„) auf ganze Länge
P
INF? 10
h 1 3 * ■ i
\h ' __ ¿_2 h INP10
Abb. 6. V erbundträger 2 1 10.
Der E lastizitätsm odul für das Trägerm aterial w ar zu e = 214 ■ IO4 kg/cm 2 gefunden, so daß sich die theoretischen D urchbiegungen für den u n v e r b u n d e n e n Träger bestim m en aus:
H S 48^ 345-- U 8c”/kg
und für den v e r b u n d e n e n Träger aus:
1 t \
2003- p • 104j = 48" 214 - 872 T " 0,894 Cm/,kg D ie V e r s u c h s e r g e b n i s s e z e i g e n n u n :
1. die A bnahm e der D urchbiegungen mit zunehm ender Schw eißnaht
länge,
2. die A bnahm e der D urchbiegungen der Träger gleicher Sclnveiß- länge mit zunehm ender B elastung;
3. die gem essene D urchbiegung für die unverbundenen, nicht g e schw eißten Träger kleiner als die entsprechende theoretisch er- rechnete Durchbiegung.
Auffallend sind die letzten beiden B eobachtungen:
Man h ätte erw arten sollen, daß die D urchbiegungen der Träger gleicher Schw eißlängen entsprechend der zunehm enden B elastung größer w ürden, und daß die D urchbiegungen der ungeschw eißten Träger den theoretischen Biegungsw erten w eit näher gekom m en wären. Da dieses
Zum V erständnis der in den Tafeln 3 u. 4 verzeichneten V ersuchs
ergebnisse seien hier die statischen W erte der V ersuchsträger angegeben.
Für jeden einzelnen Träger 1 1 0 ist:
der Trägerquerschnitt F = 10,6 cm 3, das Trägheitsm om ent J x = 171 cm 2 und für den V erbundträger aus 2 1 1 0 (Abb. 6) ist:
der T rägerquerschnitt F = 2 • 10,6 = 21,2 cm2
aber nicht der Fall war, so ist eine Erklärung dieser abw eichenden Erscheinung darin zu suchen, daß Reibungskräfte in den sich berührenden Flanschen entstehen, die einer freien gegenseitigen B ew egung der Träger entgegenw irken. D iese R eibungskräfte erzeugen also eine gew isse Ver
bundw irkung, die die U rsache der geringen D urchbiegung ist. So wird es auch einleuchtend, daß bei zunehm ender Last die D urchbiegungen gleichartiger Träger kleiner w urden, indem die größeren Lasten auch größere Reibungen in den sich berührenden Flanschen hervorrufen und som it die V erbundw irkung der Träger begünstigen.
Die A bnahm e der Durchbiegungen bei zunehm ender Schw eißlänge kann
f - ^ h als ein Maß für die V erbundwirkung
b eider Träger angesehen w erden.
Wie läßt sich nun zw eckm äßig die V erbundw irkung der Träger in A b
hängigkeit der Schw eißlängen zum Ausdruck brin g en ? Da eine Berech
nung dieser A bhängigkeit auf streng theoretischem W ege nicht durch
zuführen ist, ist im folgenden diese A bhängigkeit aus den V ersuchsergeb
nissen em pirisch zu entw ickeln ver
sucht w orden:
B eachtet man, daß das T rägheitsm om ent der unverbundenen, auf
einandergelegten Träger die Sum m e der Einzelträgheitsm om ente J 0 + J u ist, daß ferner für den auf ganze Länge geschw eißten Träger (Abb. 7) das T rägheitsm om ent
Js = {J0 + ■'„) + Fo ( K sY + F „
(*„,)*
ist, dann m uß für den teilw eise geschw eißten Träger das entsprechend w irksam e T rägheitsm om ent zwischen den Trägheitsm om enten der un
geschw eißten und vollverbundenen Träger liegen.
In beiden W erten ist der Ausdruck J0 + J a derselbe; es m uß also der Ausdruck F0 ^ 0s)2 + i^lus)2 durch M ultiplikation mit einem Faktor y>, der als „V erbundfaktor“ bezeichnet w erden möge, veränderlich gem acht w erden. D er Faktor y> ist von den Schw eißlängen der Träger abhängig und w ächst von 0 bis 1. Das V erbundträgheitsm om ent teilw eise g e schw eißter Träger w äre dem nach durch die Formel
. c ---: i f 1 h 0
t \
'pus
tL u K
, 2
3. 7. V erbundträger mit J s = J c 4- J u
J . dargestellt.
Aus den
■■[Jo + J u) + { F o [ K y + Fu [hut f J y
durch die V ersuche bestim m ten W erten 104 ergibt sich bei dem Elastizitätsm odul £ — 214 -1 0 1 ein V erbundträgheitsm om ent für die V ersuchsträger von:
__ _L
209 :>' " ( ¿ • g f 4_8- 2 l T ' und som it der V erbundfaktor:
r - J s - j J p + J u )
Die auf G rund der V ersuche mit diesen Form eln errechneten W erte für das V erbundträgheitsm om ent und den V erbundfaktor ip sind in der Tafel 4 (S. 34) und der K urve in Abb. 8 aufgezeichnet.
• P - i r Abb. 8. Kurve des V erbundfaktors f .
(Vergl. Tafel 4.)
2 ls i
8/2 ls
! ' i 0,00 ! O.COO 3
0,05 ! 0,688 "
0,10 i 0,750 % 0,15 0,785 ? 0,20 | 0,819 i 0,25 | 0,840 % 0,30 ! 0,860 | 0,35 ! 0,878 « 0,401 0,692 g 0,50 0,916 X, 0,60 0,937 S 0,70 1 0,957 s 0,80 0,972 £ 0,90 : 0,987 ss 1,00 ! 1,000 B
---W erte für <p aus den Versuchen für die Lasten P = 500 — 1500 kg
— --- - W erte für <p aus den Versuchen für die Lasten P = 1500 — 25C0 kg
8 /2 7 7
--- W erte für (p aus der Formel ( p = y —
Die W erte für tp sind in den Kurven als strichpunktierte Linien in Beziehung zu den V erhältnissen aus doppelter Schw eißnahtlänge 2 ls zur T rägerlänge l gebracht. Durch A ufzeichnen dieser Kurven auf doppeltem Logarithm enpapier findet man, daß diese der G leichung
