2 Hallenbau. 2.1 Tragwerksentwurf Einführungsbeispiel

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1 Hallenbau.1 Tragwerksentwurf.1.1 Einführungsbeispiel Grundaufgabe im Hallenbau ist die Schaffung einer Gebäudehülle über großen, möglichst stützenfreien Grundrissen. Die Aufgabe des Tragwerksplaners besteht in Entwurf und Bemessung eines Tragwerkes zur Weiterleitung aller auf diese Gebäudehülle wirkenden Lasten in den Baugrund. Im Hallenbau sind Schnee, Wind, Eigengewicht und eventuelle Lasten aus Kranbetrieb die maßgebenden Einwirkungen. Zur Abtragung der Lasten werden Tragwerks- bzw. Bauteile angeordnet. Dabei geht der Tragwerksplaner im Stahlhallenbau in der Regel von folgenden Lastfällen aus: Schnee und Eigengewicht auf der Dachfläche (Lasten in z-richtung gemäß Bild.1), Wind auf den Längswänden (Lasten in y-richtung gemäß Bild.1), Wind auf den Giebelwänden (Lasten in x-richtung gemäß Bild.1). Das Tragwerk in Bild.1 soll als Einführungsbeispiel dienen, um eine Übersicht über die erforderlichen Bauteile zu geben und die Zuordnung von Konstruktionsdetails aus den verschiedenen Abschnitten zum Thema Hallenbau zu zeigen. Randbedingungen für den Tragwerksentwurf des Einführungsbeispieles sind: Hallenlänge: 30 m Hallenbreite: 0 m Traufhöhe: 6 m Dachneigung: 3 Um eine Erweiterungsmöglichkeit vorzusehen, werden auch in den Giebelwänden Rahmen angeordnet. Dach- und Wandkonstruktionen werden ohne Pfetten und ohne Wandriegel ausgeführt. Die Ergebnisse der Bauteilwahl für die einschiffige Lagerhalle gemäß Bild.1 sind in Tabelle.1 zusammengestellt. Angegeben wird auch das jeweils der Berechnung der einzelnen Bauteile zugrunde gelegte statische System (Einfeldträger, Durchlaufträger, Rahmen, Fachwerk). Der Werkstoff für die gewählten Profile ist Stahl S 35. R. Kindmann, M. Krahwinkel., Stahl- und Verbundkonstruktionen DOI / _, Vieweg+Teubner Verlag Springer Fachmedien Wiesbaden 01

2 .1 Tragwerksentwurf 31 Bild.1 Räumliches Tragwerk und ebene Teilsysteme einer einschiffigen Halle

3 3 Hallenbau Tabelle.1 Bauteile und konstruktive Ausführung zum Einführungsbeispiel aus Bild.1 Bauteil, statisches System Ausführung Zweigelenkrahmen: Abstand: 5 m Dachdeckung: Dreifeldträger Dachverband: Fachwerkeinfeldträger mit druckweichen Diagonalen Riegel: IPE 360 Stiel: HEA 300 Voutenlänge: m Voute: Bild.39 Rahmenecke: Bild.43 Stegverstärkung: Bild.48 Firstpunkt: Bild.54 Fußpunkt: Bild.91 Einschaliges Stahltrapezprofildach mit Wärmedämmung und oberseitiger Dichtungsbahn Trapezprofil: 135 / 0,88, siehe Tabelle.10 bis Tabelle.13 Dachquerschnitt: Bild.9 Gurte: Rahmenriegel Pfosten: Rohre 88,9 x 3, Diagonalen: Rundstahl Ø 0 Konstruktion: Bild.13 Verbindung der Rahmenriegel in der Dachebene Zugstangen: Rundstahl Ø 16 in den Achsen der Dachverbandspfosten alternativ: Rohre 88,9 x 3, Wandverkleidung: Einfeldträger Porenbetonplatten: d = 0 cm liegend von Rahmenstiel zu Rahmenstiel gespannt Konstruktion: Bild.104 Wandverbände: Fachwerkkragträger mit druckweichen Diagonalen Giebelwandstützen: Einfeldträger Gurte: Rahmenstiele Pfosten: Rohre 88,9 x 3, Diagonalen: Rundstahl Ø 0 Konstruktion: Bild.19 Profil: HEA 180 Anordnung: Bild.107 Kopfpunkt: Bild.110 und Bild.111 Fußpunkt: Bild.87 Die räumliche Tragstruktur kann häufig in ebene, orthogonal angeordnete Teilsysteme zerlegt werden. Dabei ist jedoch die wechselseitige Beeinflussung der verschiedenen Teiltragwerke zu beachten. In den Abschnitten.1. bis.1.4 wird die Vorgehenswei-

4 .1 Tragwerksentwurf 33 se exemplarisch für die einschiffige Lagerhalle aus Bild.1 erläutert. Gegenüber der gewählten Lösung in Tabelle.1 werden auch Varianten, wie z.b. Hallen mit Pfetten und Wandriegeln, betrachtet. Explosionszeichnungen veranschaulichen die gedankliche Trennung der orthogonal angeordneten Tragwerke. Die genannte Modellierung ist häufig zulässig, wenn das jeweils lastabnehmende Bauteil im Verhältnis zum lastbringenden Bauteil so steif ist, dass es als festes Auflager angesehen werden kann, oder wenn das lastbringende Bauteil statisch bestimmt auf dem lastabnehmenden Bauteil aufgelagert ist. Systeme, die die vorgenannten Bedingungen nicht erfüllen, erfordern genauere Untersuchungen als räumliches Tragwerk. Pfetten und Dachbinder mit annähernd gleichen Stützweiten sind dann beispielsweise nicht mehr getrennt voneinander zu berechnen, sondern als Trägerrost. In vielen Fällen ist es ausreichend, die möglichen Grenzfälle zu untersuchen (unnachgiebige Lagerung, maximale Nachgiebigkeit)..1. Abtragung der Vertikallasten Bis vor einigen Jahren waren Dächer mit Pfetten die Regelausführung. In jüngster Zeit setzen sich in der Baupraxis vermehrt Dachkonstruktionen ohne Pfetten durch. Tabelle. enthält eine Übersicht für die Tragglieder bei üblichen Stahlhallen. Tabelle. Tragglieder für Vertikallasten bei üblichen Stahlhallen Hallen mit Pfetten Hallen ohne Pfetten Trapezprofile: Tragrichtung: quer Spannweite: 1,5 bis 4 m Höhe: 35 bis 85 mm nacktes Blech möglich Trapezprofile: Tragrichtung: längs Spannweite: 5 bis 7 m Höhe: 100 bis 165 mm Dachabdichtung wegen Entwässerung erforderlich Pfetten: Tragrichtung: längs Abstand: 1,5 bis 4 m Spannweite: 5 bis 8 m Zweigelenkrahmen: Tragrichtung: quer Spannweite: 10 bis 30 m Hallen ohne Pfetten Pfettenlose Dächer wie in Bild. werden überwiegend mit Binder- bzw. Rahmenabständen von 5 bis 7 m realisiert. Häufig sind die Achsabstände kleiner als 6 m. Die Dachhaut spannt in Hallenlängsrichtung und belastet die Binder durch Streckenlasten. Bild. zeigt die prinzipielle Abtragung der Vertikallasten (hier: g + s) durch die längsorientierten Trapezprofile, siehe auch Tabelle..

5 34 Hallenbau Bild. Abtragung der Vertikallasten durch die Dachdeckung bei Hallen ohne Pfetten Hallen mit Pfetten Bei Pfettendächern gemäß Bild.3 spannt die Dachhaut in Hallenquerrichtung, was der Gefällerichtung für die Entwässerung entspricht. Übliche Pfettenabstände sind 1,5 bis 4 m. Die Stützweite der Pfetten und damit die Binderabstände liegen zwischen 5 und 8 m. In Bild.3 ist die prinzipielle Abtragung der Vertikallasten auf die Rahmenriegel skizziert. Neben Vollwandprofilen kommen insbesondere bei großen Spannweiten auch Fachwerkbinder zur Ausführung. Die Einzellasten aus den Pfetten werden dann möglichst in die Obergurtknotenpunkte der Fachwerkbinder eingeleitet, woraus eine Abhängigkeit zwischen den Pfettenabständen und der Füllstabgeometrie der Fachwerkbinder resultiert.

6 .1 Tragwerksentwurf 35 Bild.3 Abtragung der Vertikallasten bei Hallen mit Pfetten Dachschub In Bild. und Bild.3 wird die prinzipielle Abtragung der Vertikallasten bei Hallen mit und ohne Pfetten skizziert. Zusätzlich ist zu beachten, dass aufgrund der vorhandenen Dachneigung in Hallenquerrichtung infolge von vertikalen Lasten Lastkomponenten senkrecht zur Dachneigung und in Richtung der Dachneigung auftreten. Die Komponente senkrecht zur Dachneigung wird in der Regel direkt von den Stahltrapezprofilen und ggf. den Pfetten übertragen. Die Komponente in Richtung der Dachneigung wird als Dachschub bezeichnet. Auf die Abtragung des Dachschubes wird in Abschnitt.3.5 näher eingegangen, siehe auch Bild.7.

7 36 Hallenbau.1.3 Abtragung der Horizontallasten in Hallenquerrichtung Es werden Seitenwände mit und ohne Wandriegel betrachtet. Tabelle.3 enthält eine Übersicht für die Tragglieder bei üblichen Stahlhallen. Tabelle.3 Tragglieder für Horizontallasten in Querrichtung bei üblichen Stahlhallen Hallen mit Wandriegeln Hallen ohne Wandriegel Wandverkleidung: Trapezprofile oder Sandwichelemente Tragrichtung: vertikal Spannweite: 3 bis 5 m Wandverkleidung: Kassettenprofile oder Porenbetonplatten Tragrichtung: horizontal Spannweite: 5 bis 7 m Wandriegel: Tragrichtung: horizontal Abstand: 3 bis 5 m Spannweite: 5 bis 8 m Zweigelenkrahmen: Tragrichtung: vertikal Rahmenhöhe: 4 bis 10 m Hallen ohne Wandriegel Die Wandverkleidung spannt in diesem Fall horizontal von Stütze zu Stütze. Übliche Wandaufbauten bestehen dabei aus Stahlkassettenprofilen oder Porenbetonwandplatten. Die Horizontallasten in den Binderachsen werden durch Rahmenwirkung (Bild.4) oder alternativ durch eingespannte Stützen in den Baugrund geleitet. Bild.4 Abtragung der Horizontallasten in Hallenquerrichtung bei Hallen ohne Wandriegel

8 .1 Tragwerksentwurf 37 Hallen mit Wandriegeln Die Wandverkleidung spannt in diesem Fall vertikal von Wandriegel zu Wandriegel. Übliche Wandaufbauten bestehen aus Stahltrapezprofilen oder Sandwichelementen, wobei die vertikale Spannrichtung Schmutzablagerungen und Regenwasseransammlungen in den Profilrippen verhindert. In Bild.5 erkennt man, dass die Horizontallasten nicht gleichmäßig auf der Stützenhöhe angreifen, sondern als Einzellasten am Stützenkopf und an Zwischenpunkten als Auflagerkräfte der Wandriegel auf das Quertragsystem (Zweigelenkrahmen) wirken. Bild.5 Abtragung der Horizontallasten in Hallenquerrichtung bei Hallen mit Wandriegeln.1.4 Abtragung der Horizontallasten in Hallenlängsrichtung In Tabelle.4 sind die Tragglieder bei üblichen Stahlhallen aufgeführt, die zur Abtragung der Horizontallasten in Hallenlängsrichtung dienen. Tabelle.4 Tragglieder für Horizontallasten in Längsrichtung bei üblichen Stahlhallen Giebelwandstützen Tragrichtung: vertikal Abstand: 3 bis 6 m Spannweite: 4 bis 10 m (Firsthöhe) Dachverband Tragrichtung: horizontal Spannweite: 10 bis 30 m (Hallenbreite) Wandverbände in den Seitenwänden Tragrichtung: vertikal Höhe: 4 bis 10 m (Traufhöhe) Analog zu den Ausführungen in Abschnitt.1.3 kommen auch hier Konstruktionen mit und ohne Giebelwandriegel zur Ausführung. Die zugehörige Lastabtragung der Windlasten durch Giebelwandstützen, Dachverband und Wandverbände ist in Bild.6 und Bild.7 dargestellt.

9 38 Hallenbau Die Giebelwandstützen belasten in ihren Fußpunkten direkt die Fundamente. An den Kopfpunkten werden die Windlasten in die Pfosten des Dachverbandes abgesetzt, dessen Auflager wiederum durch Wandverbände in den Seitenwänden gebildet werden. Die Gurte des Dachverbandes werden durch die zwei, das Verbandsfeld begrenzenden Binder gebildet. Wenn zur Abtragung der Vertikallasten eine Konstruktion mit Pfetten gewählt wird, können diese in den Verbandsfeldern zusätzlich als Pfosten des Dachverbandes genutzt werden. Es sind dann lediglich die (druckweichen) Verbandsdiagonalen als zusätzliche Bauteile zu ergänzen. Werden keine Pfetten angeordnet, oder sollen die Pfetten normalkraftfrei bleiben, sind außerdem gesonderte Druckstäbe zwischen den Bindern erforderlich. Bild.6 Abtragung der Horizontallasten in Hallenlängsrichtung bei Hallen ohne Wandriegel

10 .1 Tragwerksentwurf 39 Bild.7 Abtragung der Horizontallasten in Hallenlängsrichtung bei Hallen mit Wandriegeln Die Gurte der Wandverbände werden durch die Stützen gebildet. Die Ausfachung erfolgt vorwiegend durch druckweiche Verbandsdiagonalen. Für niedrige Hallen, deren Traufhöhe den Achsabstand der Binder nicht wesentlich übersteigt, genügt über die Höhe ein aussteifendes Kreuz. Die Diagonalen werden ungefähr im statisch günstigen Winkel von 45 eingebaut. Für höhere Hallen werden entsprechend mehr Verbandskreuze mit zwischengeschalteten Druckriegeln ausgeführt.

11 40 Hallenbau. Dacheindeckung..1 Übersicht Tabelle.5 gibt eine Übersicht über die wichtigsten Dachdeckungen im Stahlhallenbau. In der Baupraxis ist eine Tendenz zu möglichst geringen Dachneigungen festzustellen. Tabelle.5 Übliche Dachdeckungen im Stahlhallenbau Dachdeckung übliche Dachneigung übliche Stützweite Faserzementwellplatten nach DIN EN 494 Einschaliges ungedämmtes Stahltrapezprofildach 10 bis 0 i. d. R. ca. 1,15 m zwischen Pfetten 7 bis 15 bis 3 m zwischen Pfetten Einschaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach mit Abdichtung Zweischaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach bis 5 7 bis 15 bis 3 m zwischen Pfetten oder Zweischaliges gedämmtes und belüftetes Stahltrapezprofildach 10 bis 0 5 bis 7 m zwischen Rahmenriegeln PUR-Sandwichelemente 7 bis 15 3 bis 5 m zwischen Pfetten Porenbetonplatten mit Abdichtung bis 5 5 bis 6 m zwischen Rahmenriegeln Im Stahlhallenbau werden eine Vielzahl von Dachkonstruktionen ausgeführt. Auswahlkriterien sind Wirtschaftlichkeit, Tragfähigkeit, Bauphysik (Wärme-, Feuchte-, Schall- und Brandschutz), Dauerhaftigkeit und architektonische Wirkung. Der letztgenannte Aspekt entfällt häufig bei Flachdachkonstruktionen, da diese in der Regel hinter einer umlaufenden Attika nicht sichtbar für den Betrachter der Halle sind. Bei Dachkonstruktionen mit Attika ist es wichtig, Durchbrüche in der Attika als Notüberläufe für Starkregenereignisse vorzusehen, um eine Überlastung des Dachtragwerkes infolge Belastung durch Regenwasser zu verhindern.

12 . Dacheindeckung 41.. Stahltrapezprofildächer Für den Stahlhallenbau sind Dächer mit Stahltrapezprofilen als tragende Bauteile die Regelausführung. Die üblichen Stahltrapezprofile werden in Tafeln mit folgenden Abmessungen geliefert: Bauhöhe der Querschnitte: mm, Tafelbreite: mm (je nach Querschnittstyp), Lieferlänge: 18 4 m (zu beachten ist die maximale Länge von 18 m für den Straßentransport ohne Sondergenehmigung). Die Bemessung und Konstruktion von Stahltrapezprofilen regelt aktuell noch DIN (06.87) Teile 1 bis 3 [13] unter Beachtung der Anpassungsrichtlinie Stahlbau (10.98) mit Ergänzung (1.01) und die Grundsätze für den Nachweis der Standsicherheit von Stahltrapezprofilen (09.89). In Zukunft, voraussichtlich ab Juli 01, wird die Bemessung von Stahltrapezprofilen auf der Basis von DIN EN EC3 Teil 1-3: Ergänzende Regeln für kaltgeformte dünnwandige Bauteile und Bleche [4] erfolgen. Bild.8 aus DIN Teil 1 zeigt beispielhaft eine Dachkonstruktion mit Stahltrapezprofilen. Bild.8 Dachkonstruktion mit Stahltrapezprofilen

13 4 Hallenbau Als Mindestblechdicke fordert DIN Teil 3 für tragende Dachschalen t = 0,75 mm. Üblich sind jedoch in der Baupraxis Trapezprofile mit Blechdicken t 0,88 mm, da sie bei der Montage besser zu verlegen sind. Sofern statisch und konstruktiv möglich, wird t = 0,88 mm gewählt und die erforderliche Tragfähigkeit durch Profile mit ausreichender Bauhöhe gewährleistet. Für die Trapezprofiltafeln ist feuerverzinktes Blech der Stahlsorte S 30 GD + Z nach DIN EN zu verwenden. Für den Korrosionsschutz gilt DIN Teil 1, Abschnitt in Verbindung mit DIN 5598 Teil 8. Für die Standsicherheitsnachweise von Stahltrapezprofilen können Prüfbescheide und Belastungstabellen für die verschiedenen Querschnittstypen bei den Herstellern angefordert werden. Die Tragfähigkeitswerte in den Prüfbescheiden sind keine zulässigen Beanspruchungsgrößen, da sie die Sicherheitsbeiwerte nicht enthalten. Mit den Tragfähigkeitswerten in den Prüfbescheiden sind die Nachweise der Gebrauchsund Tragfähigkeit nach DIN Teil 3, Abschnitt in Verbindung mit der Anpassungsrichtlinie Stahlbau für die Genehmigungsstatik zu führen. Für Entwurf und Vorbemessung stellen die Hersteller von Stahltrapezprofilen zusätzlich Belastungstabellen für Ein-, Zwei- und Dreifeldträger unter Flächenlast zur Verfügung. Die Verwendung dieser Belastungstabellen ersetzt jedoch nicht die statischen Nachweise auf der Basis der Tragfähigkeitswerte in den Prüfbescheiden. Übliche Stützweiten für Stahltrapezprofile als Pfettenkonstruktionen betragen 1,5 bis 4 m. Meistens werden Pfettenabstände zwischen und 3 m ausgeführt. Die Höhen der Stahltrapezprofile liegen dann etwa zwischen 35 und 85 mm. Tabelle.6 und Tabelle.7 zeigen die Tragfähigkeitswerte aus dem Prüfbescheid für ein typisches Stahltrapezprofil für Pfettenkonstruktionen. Tabelle.8 und Tabelle.9 enthalten die zugehörigen Belastungstabellen für Entwurf und Vorbemessung. Übliche Stützweiten für Stahltrapezprofile als Binderkonstruktionen betragen 5 bis 7 m. Die zugehörigen Höhen der Stahltrapezprofile liegen dann zwischen 100 und 165 mm. Tabelle.10 und Tabelle.11 zeigen die Tragfähigkeitswerte aus dem Prüfbescheid für ein typisches Stahltrapezprofil für Binderkonstruktionen. Tabelle.1 und Tabelle.13 enthalten die zugehörigen Belastungstabellen für Entwurf und Vorbemessung.

14 . Dacheindeckung 43 Tabelle.6 Auszug aus Prüfbescheid zu Stahltrapezprofil Typ T50.1

15 44 Hallenbau Tabelle.7 Auszug aus Prüfbescheid zu Stahltrapezprofil Typ T50.1

16 . Dacheindeckung 45 Tabelle.8 Auszug aus Belastungstabellen zu Stahltrapezprofil Typ T50.1

17 46 Hallenbau Tabelle.9 Auszug aus Belastungstabellen zu Stahltrapezprofil Typ T50.1

18 . Dacheindeckung 47 Tabelle.10 Auszug aus Prüfbescheid zu Stahltrapezprofil Typ T135.1

19 48 Hallenbau Tabelle.11 Auszug aus Prüfbescheid zu Stahltrapezprofil Typ T135.1

20 . Dacheindeckung 49 Tabelle.1 Auszug aus Belastungstabellen zu Stahltrapezprofil Typ T135.1

21 50 Hallenbau Tabelle.13 Auszug aus Belastungstabellen zu Stahltrapezprofil Typ T135.1

22 . Dacheindeckung Nicht belüftetes Dach Das nicht belüftete, wärmegedämmte, so genannte Warmdach bildet für großflächige Hallen mit geringer Dachneigung die am häufigsten angewandte Form des Stahltrapezprofildaches. Bei dieser Art des Daches können Stahltrapezprofile entweder im Dachgefälle von Pfette zu Pfette oder quer dazu von Binder zu Binder gespannt werden. Dabei wird unmittelbar auf die Stahltrapezprofile als tragende Elemente eine Wärmedämmung und darauf eine Dachhaut verlegt. Besteht die Dachhaut aus Dichtungsbahnen, so sind Durchbiegungen der Stahltrapezprofile auf 1/300 der Stützweite zu begrenzen. Bei Dächern mit Metalldeckung sind Durchbiegungen von 1/150 der Stützweite der Stahltrapezprofile zulässig. Das einschalige Stahltrapezprofildach mit Wärmedämmschicht aus trittfestem Hartschaum oder Mineralfasern und Polymerbitumen- oder Kunststoffbahnen als wasserführender oberer Abdichtung kann mit minimalen Dachneigungen von etwa 3 ausgeführt werden. Bild.9 zeigt diesen Typus für pfettenlose Konstruktionen. In Bild.10 ist er für Dächer mit Pfetten dargestellt. Übliche Schichtenabfolgen des Dachquerschnitts sind von innen nach außen: 1. Unterschale. Dampfsperre oder Luftsperre 3. Wärmedämmung 4. Abdichtung Bild.9 Einschaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach für Dächer ohne Pfetten

23 5 Hallenbau Bild.10 Einschaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach für Dächer mit Pfetten 1. Unterschalen sind tragende und raumabschließende Elemente aus Stahltrapezprofilen gemäß DIN 18807, die mit der Unterkonstruktion aus Pfetten oder Bindern das Dachtragwerk bilden.. Dampfsperren sind Schichten der Dachkonstruktion, die dem Feuchtetransport infolge Wasserdampfdiffusion einen geplanten Widerstand entgegensetzen. Luftsperren verhindern eine Durchfeuchtung der Dämmschicht durch Konvektion, indem sie die Luftströmung blockieren. Beide Schichttypen werden üblicherweise als Folien an der Innenseite der Wärmedämmschicht angeordnet. 3. Wärmedämmungen übernehmen den Wärmeschutz. Sie bestehen bei einschaligen Dächern meistens aus Kunststoffhartschäumen oder Mineralfasermatten, bei zweischaligen Dächern in der Regel aus Mineralfasermatten. Die Bemessung erfolgt gemäß der vorgesehenen Nutzung des Gebäudes unter Berücksichtigung der Mindestanforderungen von DIN 4108 Teil (07.03) Wärmeschutz und Energie- Einsparung in Gebäuden und der Anforderungen, die sich aus der Energieeinsparverordnung 009 und der DIN V Energetische Bewertung von Gebäuden Berechnung des Nutz-, End- und Primärenergiebedarfs für Heizung, Kühlung, Lüftung, Trinkwasser und Beleuchtung für Nichtwohngebäude ergeben. 4. Die Abdichtung als oberste Schicht bildet die Wetterhaut des Daches. Dichtungsbahnen aus Polymerbitumen (in der Regel mehrere Lagen) können heiß aufgeklebt werden. Die Dämmstoffplatten weisen bei Verwendung solcher Bahnen eine oberseitige Kaschierung auf, die während des Klebevorganges als Wärmeschild für den nicht hitzebeständigen Hartschaum dient. Dichtungsbahnen aus Kunststoff (in der Regel eine Lage) müssen mechanisch befestigt werden. Dies geschieht meist mit

24 . Dacheindeckung 53 Befestigungsschrauben, die durch die Wärmedämmung hindurch in die Stahltrapezprofilobergurte gebohrt werden. Die Anordnung der Befestigungsschrauben erfolgt im Überlappungsbereich am Längsrand zwischen zwei benachbarten Bahnen, so dass die Schrauben den Längsrand der unteren Bahn fixieren und der Schraubenkopf durch den Längsrand der oberen Bahn überdeckt wird. Der Überlappungsbereich zweier benachbarter Bahnen wird nach dem Anbringen der Schrauben verschweißt und damit abgedichtet. Für Flachdächer mit Dachneigungen kleiner als 7 werden Polymerbitumenbahn- Konstruktionen den zweischaligen Dächern mit Metalldeckung aufgrund der größeren Dichtigkeit und Wirtschaftlichkeit vorgezogen. Sie stellen damit den Regelfall im Stahlhallenbau dar. Bei der Planung solcher Dachkonstruktionen sind die DIN (11.05) Dachabdichtungen Abdichtungen für nicht genutzte Dächer und die Richtlinien für die Planung und Ausführung von Dächern mit Abdichtungen Flachdachrichtlinien Ausgabe (10.08) des Zentralverbandes des deutschen Dachdeckerhandwerkes [34] zu beachten. Das zweischalige Dach mit Trapezprofil als wasserführende Schale erfordert gemäß DIN Dachneigungen von mindestens 3, bei Vorhandensein von Querstößen oder Durchbrüchen von mindestens 5. Üblich für diesen Dachtyp sind Dachneigungen von etwa 10, um die Dichtigkeit der Dachhaut zu gewährleisten. Bild.11 und Bild.1 zeigen den Dachaufbau für Konstruktionen mit und ohne Pfetten. Bei dem Dach ohne Pfetten gemäß Bild.11 ist zu beachten, dass das Z-förmige Distanzprofil diagonal verlegt werden muss, da es nicht gleichzeitig rechtwinklig zur wasserableitenden Oberschale und rechtwinklig zur tragenden Unterschale angeordnet werden kann. Bild.11 Zweischaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach für Dächer ohne Pfetten

25 54 Hallenbau Bild.1 Zweischaliges gedämmtes Stahltrapezprofildach für Dächer mit Pfetten Übliche Schichtenabfolgen des Dachquerschnittes sind von innen nach außen gemäß [81]: 1. Unterschale. Dampfsperre oder Luftsperre 3. Wärmedämmung mit Distanzkonstruktion 4. Schutzbahn 5. Oberschale Zu 1. und. siehe Erläuterungen zum einschaligen Stahltrapezprofildach. 3. Distanzkonstruktionen sind die Verbindung zwischen Unter- und Oberschale, abgestimmt auf die Dicke der Wärmedämmung. Sie bestehen aus Z- oder hutförmigen Metallprofilen, Holzlatten oder besonderen Spezialhaltern und dienen der Lastübertragung von der Ober- auf die Unterschale. Der Abstand der Profile richtet sich nach den statisch möglichen Stützweiten der Oberschale. Er ist außerdem so zu wählen, dass Zuschnittarbeit bei der Wärmedämmung möglichst gering ist.

26 . Dacheindeckung Schutzbahnen sind geeignet, die Wärmedämmung zusätzlich vor dem an der Unterseite der Oberschale auftretenden Tauwasser, Treib- und Stauwasser sowie Flugschnee zu schützen. Sie werden parallel zur Traufe verlegt, sind auf ca. 3 m Breite auszuführen und müssen aus wasserdichtem, aber dampfdurchlässigem Material bestehen. Im übrigen Dachbereich ist im Normalfall keine Schutzbahn erforderlich. 5. Oberschalen sind Dachdeckungen aus metallischen Trapez-, Well-, Falz- oder Klemmprofilen. Als Werkstoffe kommen Aluminium-, Kupfer- oder Stahlbleche zum Einsatz. Die verschiedenen Oberschalentypen für zweischalige Stahltrapezprofildächer ermöglichen eine gewisse architektonische Vielfalt. Einige Varianten mit Trapez-, Well-, Falz- und Klemmprofilen sind in Bild.13 dargestellt. Falzprofile haben meistens einen trogförmigen Querschnitt, bei dem häufig der ebene Gurt durch ein oder mehrere flache Sicken versteift wird. Die Profile werden über spezielle Halter auf der tragenden Unterschale, der Unterkonstruktion oder den Distanzprofilen mittels selbstbohrender Schrauben oder Blindnieten befestigt. Die kontinuierliche Längsverbindung der Profile untereinander erfolgt in Falztechnik, mit gleichzeitiger Einfalzung der Halter. Die Mindestdachneigung für die häufig verwendeten Falzprofile mit dem Handelsnamen Kalzip beträgt 3. Klemmprofile haben in Längsrichtung meist trapezähnliche Rippen. Die Befestigung erfolgt auf den Distanzprofilen oder direkt auf den Profilen der Unterschale über besondere Klemmleisten, die mittels selbstbohrender Schrauben oder Blindnieten befestigt sind. Untereinander werden die Profile in der Regel nicht verbunden, da durch ihre Geometrie ein Formschluss sichergestellt wird. Bild.13 Oberschalen für zweischalige Dächer

27 56 Hallenbau... Belüftetes Dach Das einschalige, ungedämmte Trapezprofildach (Bild.14) ist die einfachste Form des Kaltdaches. Es besteht aus Stahltrapezprofilen, die im Gefälle des Daches von Pfette zu Pfette gespannt sind und so die wasserführende Schale des Daches bilden. Um ein Eindringen von Niederschlagswasser an Quer- und Längsstößen der Trapezprofiltafeln zu verhindern, muss die Dachneigung mindestens 5 betragen. Bild.14 Einschaliges ungedämmtes Stahltrapezprofildach Einen weiteren Kaltdachtyp zeigt Bild.15. Das belüftete, zweischalige, wärmegedämmte Dach mit Trapezprofil als wasserführende Schale erfordert ebenfalls Dachneigungen von mindestens 5. Günstiger für die Hinterlüftung der Oberschale sind jedoch Dachneigungen von über 15. Die Ausführung des zweischaligen, belüfteten Kaltdaches kann analog zu den nicht belüfteten Warmdächern sowohl mit als auch ohne Pfetten erfolgen. Bild.15 Zweischaliges gedämmtes und belüftetes Stahltrapezprofildach für Dächer ohne Pfetten

28 . Dacheindeckung Belichtung Zur Belichtung von Flachdächern mit Dichtungsbahnen werden zumeist Lichtkuppeln aus Kunststoff verwendet, die mit Aufsetzkranz in die Dachhaut eingebaut werden. Da diese Öffnungen das statische System der Stahltrapezprofile unterbrechen, muss die Lastabtragung durch statische Auswechslungen gewährleistet werden. Zur Auswechslung von Öffnungen mit Kantenlängen über 300 mm werden häufig C-förmige Kaltprofile als statische Längs- und Querwechsel und Holzbohlen als umlaufende Auflagerkonstruktion für den Aufsetzkranz der Lichtkuppel angeordnet. Konstruktive Einzelheiten können [81] entnommen werden. Großflächige Lichtbänder in Dächern mit Metalldeckung werden mit profilierten Tafeln aus glasfaserverstärktem Polyester, Acrylglas oder PVC realisiert. Die Querschnittsgeometrie muss dabei auf die Trapezprofile der übrigen Dachfläche abgestimmt werden. Die Montage der Lichtplatten erfolgt analog unter Beachtung der Herstellerangaben. Aufgrund ihrer geringeren Tragfähigkeit benötigen die Lichtprofile in der Regel eine engere Pfettenteilung als die Stahltrapezprofile. Bei Flachdächern kommen auch verstärkt verglaste Lichtbänder mit Metallrahmen zum Einsatz. Die Querschnittsform dieser Lichtbänder kann dabei sowohl dreieckig mit beliebiger Neigung der beiden Schrägen als auch gewölbt sein. Häufig können die von den Bauaufsichtsbehörden geforderten Rauch- und Wärmeabzugsanlagen als Komplettlösung integriert werden....4 Verbindung der Profiltafeln Als wasserführende Oberschale werden Trapezprofile in Negativlage (breiter Trapezprofilgurt unten) verlegt. Die Überdeckung am Längsstoß erfolgt damit am Obergurt der Trapezprofile außerhalb der Wasserebene (siehe Bild.14). Eine Abdichtung der Stöße von wasserführenden Trapezprofilen ist für Längsstöße bei Dachneigungen 8 und für Querstöße bei Dachneigungen 15 erforderlich. Tragende Unterschalen werden in Positivlage (breiter Trapezprofilgurt oben) verlegt mit der Längsstoßüberdeckung am Untergurt der Trapezprofile, auf der Unterkonstruktion. Für Längsstöße verwendet man Blindniete in vorgebohrten Löchern oder selbstbohrende Schrauben. In der Praxis haben sich selbstbohrende Schrauben durchgesetzt, da ihre Montage mit Elektroschraubern nur einen Arbeitsgang erfordert. Die Tragfähigkeit dieser Verbindungsmittel wird durch bauaufsichtliche Zulassungen geregelt. Zahlenangaben für die aufnehmbaren Kräfte findet man in [8] oder Herstellerbroschüren. Beispiele für übliche Verbindungsmittel sind in Bild.16 dargestellt. Tabelle.14 zeigt die Tragfähigkeitstabelle einer typischen selbstbohrenden Schraube als Auszug aus einer allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung. Anforderungen an die Verbindung der Profiltafeln untereinander sind in DIN Teil 3 (06.87) geregelt. Die Querstoßausbildung erfolgt beim gelenkigen Stoß mit ca. 150 mm Überdeckungslänge, beim biegesteifen Stoß mit ca. 10% der Trapezprofilstützweite. Biegesteife Stöße sind nur im Auflagerbereich zulässig. Sie werden z.b. erforderlich, wenn beim Verlegen der Profiltafeln ein Einzelfeld übrigbleibt, auf der übrigen Dachfläche aber Durchlaufträger bemessen und ausgebildet werden.

29 58 Hallenbau Bild.16 Verbindungsmittel für Stahltrapezprofile untereinander und zur Befestigung auf der Unterkonstruktion aus Kaltprofilen a) Blindniete Ø 4,8 oder 5,0 mm b) Selbstbohrende Schraube Ø 4,; 4,8; 5,5 oder 6,3 mm...5 Befestigung an der Unterkonstruktion Für die End- und Zwischenauflager von Stahltrapezprofilen sind Mindestauflagerbreiten vorgeschrieben, weil die zulässigen Schnittgrößen der unterschiedlichen Profile auch von der vorhandenen Auflagerbreite der Unterkonstruktion abhängen. Die Mindestauflagerbreite in Profilrichtung beträgt in der Regel bei Ein- und Mehrfeldträgern am Endauflager 40 mm und bei Mehrfeldträgern bzw. auskragenden Profilen am Zwischenauflager 60 mm. Parallel zur Spannrichtung der Trapezprofile ist der Rand der Verlegefläche zusätzlich auszusteifen, entweder durch eine Unterkonstruktion oder durch Randversteifungswinkel. An ihren Enden, also auch an den Querstößen, werden die Trapezprofile in jedem an der Unterkonstruktion anliegenden Gurt, an den Zwischenauflagern mindestens in jedem zweiten Gurt befestigt. Siehe dazu auch Bild.8. Minimale und maximale Abstände der Befestigungselemente regelt DIN Teil 3 (06.87). Als Befestigungsmittel für Unterkonstruktionen aus Baustahl werden gewindefurchende Schrauben in vorgebohrten Löchern oder Setzbolzen verwendet. Analog zu den selbstbohrenden Schrauben für die Verbindung der Profiltafeln untereinander haben sich Setzbolzen in der Praxis weitestgehend durchgesetzt, da die Montage mit Bolzenschussgeräten nur einen Arbeitsgang erfordert. Setzbolzen eignen sich nur für die Befestigung auf Unterkonstruktionen mit einer Materialdicke von 6 mm und können damit nicht zur Befestigung von Stahltrapezprofilen auf Kaltprofilpfetten verwendet werden. Für diesen Fall werden die Verbindungsmittel aus Bild.16 gewählt. Vorsicht ist bei Setzbolzen und Unterkonstruktionen aus S 355 geboten. Die hohe Materialfestigkeit begrenzt die mögliche Bauteildicke der Unterkonstruktion aufgrund des großen Eindringwiderstandes für den Setzbolzen. Die einzuhaltenden Grenzwerte sind den bauaufsichtlichen Zulassungen der einzelnen Setzbolzentypen zu entnehmen. Angaben zur Tragfähigkeit von gewindefurchenden Schrauben und Setzbolzen findet man in [8] oder Herstellerbroschüren. Beispiele für übliche Befestigungsmittel sind in Bild.17 dargestellt. Tabelle.15 zeigt die Tragfähigkeitstabelle eines typischen Setzbolzen als Auszug aus einer allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung.

30 . Dacheindeckung 59 Tabelle.14 Auszug Prüfbescheid selbstbohrende Schraube HILTI S-MS01Z 4,8 x 0

31 60 Hallenbau Bild.17 Verbindungsmittel zur Befestigung von Stahltrapezprofilen auf der Unterkonstruktion aus Baustahl Tabelle.15 Auszug Prüfbescheid Setzbolzen HILTI ENP -1 L 15 Bauteil I Blechdicke in mm feuerverzinktes Stahlblech St E 80 oder St E 30 zulässige Befestigungstypen kn kn Setzbolzen: 0,63 a,b,c,d,00,05 Hilti ENP -1 L 15 0,75 a,b,c,d,35 3,15 Setzgerät: Hilti DX 650 0,88 a,b,c,d,70 3,60 Schubkolben: 65/NP 1,00 1,13 a,b,c,d a,b,c,d 3,00 3,50 4,00 4,40 Werkstoff 1,5 a,b,c,d 4,00 4,40 Setzbolzen: 1,50 a 4,30 4,40 Ck67 vergütet + verzinkt Rondellen: St k 40 verzinkt 1,75,00,50 a a a 4,30 4,30 4,30 4,40 4,40 4,40 Bauteil II: S 35 Jxx oder S 355 Jxx nach DIN EN Dicke 6 mm Befestigungstypen Bei kombinierter Beanspruchung, d. h. gleichzeitiger Wirkung von Quer- und Zugkräften reduzierten sich die zulässigen Kräfte auf: zul FQ zul FZ zul F Q,red ; zul FZ,red F zul F Z Q FQ zul F Z 1 1 FQ zul F Z FZ zul F Q

32 . Dacheindeckung Schubfeldkonstruktionen Stahltrapezprofildächer können nicht nur Vertikallasten aufnehmen, sie sind auch zur Aufnahme und Weiterleitung von Horizontallasten in ihrer Fläche geeignet. Diese Eigenschaft wird als Schubfeldwirkung bezeichnet. Voraussetzung ist die Anordnung der Befestigungsmittel in dichten Abständen an den Längsrändern und in jeder Profilrippe an den Querrändern, um eine ausreichend schubsteife Scheibe aus Stahltrapezprofilen und Randträgern zu bilden. Da für die Ausbildung eines Schubfeldes umlaufende Randträger erforderlich sind, werden Schubfelder fast ausschließlich in pfettenlosen Dächern ausgeführt, bei welchen die Randträger in Hallenquerrichtung durch die Rahmenriegel und in Hallenlängsrichtung durch Traufprofile gebildet werden. Die Höhenkote der Traufprofilobergurte wird zwecks Verbindung mit der Stahltrapezprofilscheibe identisch mit der Höhenkote der Rahmenriegelobergurte an der Traufe gewählt. Bei Dächern mit Pfetten ergibt sich das Problem, dass als Randträger in Hallenlängsrichtung zwar die Pfetten genutzt werden können, in Hallenquerrichtung aber zusätzliche schubübertragende Verbindungsbleche zwischen Stahltrapezprofil und Rahmenriegeln als Randträger in Hallenquerrichtung erforderlich sind, da die Stahltrapezprofile aufgrund der vorhandenen Pfetten nicht direkt mit den Rahmenriegeln verbunden werden können...3 Sandwich-Querschnitte Alternativ zum wärmegedämmten Stahltrapezprofildach werden fertige Sandwich- Elemente geliefert, die aus Stahlblech-Außenschalen und einem Kern aus Polyurethan-Hartschaum bestehen. Außenschalen und Schaumkern sind schubfest miteinander verbunden, wodurch eine hohe Steifigkeit bei gleichzeitig geringem Raumgewicht realisiert wird. Mit trapezprofilförmigen Außenschalen, wie in Bild.18 gezeigt, sind solche Sandwich-Elemente in der Lage, größere Spannweiten zu überbrücken. Die Profilierung der wasserführenden Oberschale erfordert die Ausführung dieser sogenannten Iso- oder Thermodächer als Pfettenkonstruktion. Die Bemessung von Sandwich-Elementen ist durch herstellergebundene bauaufsichtliche Zulassungen geregelt. Belastungstabellen mit zulässigen Stützweiten können bei den Herstellern bezogen werden. Tabelle.16 zeigt ein Beispiel. Übliche Stützweiten liegen in Abhängigkeit von Querschnitt und statischem System zwischen 3 und 5 m. Als Dachneigung sind ohne Querstoß der Sandwich-Elemente mindestens 3 erforderlich. Bei sehr breiten Hallen mit erforderlichen Querstößen erhöht sich dieser Wert auf mindestens 5.

33 6 Hallenbau Bild.18 Dacheindeckung mit Sandwich-Elementen Tabelle.16 Belastungstabelle zu Sandwich-Element FischerTHERM DL 70

34 . Dacheindeckung Porenbetonplatten Bild.19 zeigt die Dacheindeckung mit bewehrten Porenbetonplatten und bituminöser Dichtungsbahn. Porenbetondachplatten eignen sich zur Direktverlegung auf den Binderobergurten, auf denen sie mittels Flachstahllaschen und durchgesteckten Rundstählen verankert werden. Die Fugen können mit einer Nut- und Feder-Verbindung, mit einer Vergussnut oder auch mit einer Kombination aus beiden Verbindungstechniken ausgestattet sein. Zur Abdichtung erhalten die Dachplatten in der Regel einen Bitumenvoranstrich, auf den eine bituminöse Dichtungsbahn aufgeklebt wird. Bild.19 Dacheindeckung mit Porenbetonplatten Bewehrte Porenbetondachplatten werden in Rohdichteklassen von 0,40 mit Eigenlasten von 5, kn/m 3 bis Rohdichteklassen von 0,70 mit Eigenlasten von 8,4 kn/m 3 und Plattendicken von 100 bis 300 mm gefertigt. Die maximalen Abmessungen liegen bei 7500 mm Länge und 750 mm Breite. Die Bemessung der Porenbetonplatten erfolgt nach DIN 43 (1.03) Vorgefertigte bewehrte Bauteile aus dampfgehärteten Porenbeton und herstellerbezogenen Zulassungsbescheiden. Man unterscheidet Festigkeitsklassen von, bis 4,4. Als minimale Auflagertiefe auf Stahlträgern fordert DIN 43 in Abhängigkeit von der Stützweite der Dachplatten L/80 50 mm. Als Mindestplattendicke werden für die 5 m lange

35 64 Hallenbau Platte 17,5 cm und die 6 m lange Platte 0 cm empfohlen. Tabelle.17 zeigt eine Tabelle aus dem Porenbetonhandbuch [78] als Beispiel für maximale Stützweiten von Porenbeton-Dachplatten P 4,4-0,55 F90 für Flachdächer. Die maximalen Stützweiten sind selbstverständlich in [m] angegeben (nicht in [mm]). Tabelle.17 Maximale Stützweiten von Porenbeton-Dachplatten P 4,4-0,55 F90 aus [78] Die Ausführung von Auskragungen ist bis zu 1,50 m möglich. Einzelheiten der Bewehrung, Herstellung und Ausführung sind statisch nachzuweisen. Bis zu einer freien Kragarmlänge kleiner als die doppelte Plattendicke können Auskragungen, z. B. als Dachüberstände, ohne statischen Nachweis ausgeführt werden. Einzelne Öffnungen bzw. Durchbrüche bis zu einem Durchmesser von 150 mm sind zulässig, wenn der Plattenquerschnitt dadurch um nicht mehr als 5 % vermindert wird. Für den verbleibenden Plattenquerschnitt muss die Standsicherheit gesondert nachgewiesen werden. Bei größeren Öffnungen in der Dachfläche werden Auswechslungen erforderlich. Sie werden bei ausreichender Tragfähigkeit der benachbarten Platten so ausgeführt, dass die Lasten auf diese abgeleitet werden. Besteht diese Möglichkeit nicht, werden Wechselrahmen eingesetzt. In der Regel erweisen sich Bewegungsfugen in der Dachfläche von Porenbetondächern als nicht notwendig. Die Längenänderung der raumseitigen Oberfläche ist im Wesentlichen von der Raumtemperatur abhängig und entsprechend gering. Temperaturerhöhungen auf der Außenseite führen in erster Linie zu leichten Verwölbungen in den Platten. Thermisch bedingte Schubauswirkungen an den Auflagerstellen, wie sie bei massiven Betondächern auftreten können, sind bei Porenbeton-Dachplatten üblicher Länge aus der Praxis nicht bekannt und nicht zu befürchten. Bewegungsfugen in der Unterkonstruktion sind aber unbedingt in der Dachfläche fortzuführen. Falls das Eigengewicht der Dachplatten nicht ausreicht, um ein Abheben durch Windkräfte zu verhindern, sind sie mit der Unterkonstruktion zu verbinden. Ein Verschieben der Platten untereinander ist wegen des Fugenvergusses und/oder der Nut-Feder- Verbindung im Allgemeinen nicht möglich. Verankerungen mit der Unterkonstruktion, z. B. durch Flachstahllaschen und Rundstahlbügel, sind auch erforderlich, wenn eine Dachscheibenausbildung erfolgt oder eine Kippaussteifung der Binder notwendig ist. Weitergehende Informationen, auch zu konstruktiven Einzelheiten, enthält das Porenbetonhandbuch [78].

36 .3 Pfetten 65.3 Pfetten.3.1 Allgemeines Dachkonstruktionen werden häufig ohne Pfetten ausgeführt. Bei Dächern mit Pfetten werden diese in der Regel parallel zur Firstlinie angeordnet und senkrecht zur Dachneigung auf den Binderobergurten befestigt. Sie werden als tragende Elemente der Dachkonstruktion erforderlich, wenn die Dachhaut nicht von Binder zu Binder in Hallenlängsrichtung spannt, sondern in geringeren Abständen in Hallenquerrichtung unterstützt werden soll. Je nach zulässiger Stützweite der Hüllelemente werden Pfettenabstände zwischen 1 und 4 m ausgeführt. Um Biegebeanspruchungen im Obergurt von Fachwerkträgern zu vermeiden, sollen die Pfetten möglichst in den Fachwerkknoten angeordnet werden. Die Spannweite der Pfetten ist vom Achsabstand der Unterkonstruktion abhängig und beträgt üblicherweise 5 bis 8 m. Neben den Vertikallasten können auch Horizontallasten weitergeleitet werden. Als Dachverbandspfosten oder Verbindungsstäbe zum Anschluss gedrückter Binderobergurte an Dachverbände erhalten die Pfetten Normalkräfte zusätzlich zur planmäßigen Biegebeanspruchung..3. Holzpfetten Holzpfetten werden überwiegend aus Nadelholz Festigkeitsklasse C4 mit Rechteckquerschnitt gefertigt. Bild.0 zeigt die übliche Ausführung als Koppelpfetten. Die Einzelpfetten werden dabei über den Bindern gekoppelt, so dass im Bereich der Stützmomente der doppelte Querschnitt im Vergleich zum Bereich der kleineren Feldmomente zur Verfügung steht. Die Koppelung der Einzelpfetten wirkt sich für die Bemessung nur auf die Tragfähigkeit aus, die Ermittlung der Schnittgrößen erfolgt für eine konstante Biegesteifigkeit. Die erforderliche Überkoppelungslänge beträgt zu beiden Seiten des Auflagers jeweils 10 % der Pfettenstützweite. Nur im ersten Innenfeld von Durchlaufträgern beträgt sie am Auflager zum benachbarten Endfeld 17 % der Pfettenstützweite. Für die Koppelung der Einzelpfetten miteinander sind Nägel oder Dübel besonderer Bauart üblich. Die Überkoppelungslänge ist dabei das Maß vom Auflager bis zum theoretischen Schwerpunkt der Nagelgruppe bzw. bis zum Dübel besonderer Bauart. Die Befestigung auf den Stahlbindern erfolgt mit aufgeschweißten Laschen oder aufgeschraubten Winkeln mit horizontal durchgesteckten Bolzen. Alternativ werden auch Bolzen durch senkrechte Löcher in den Holzpfetten gesteckt und direkt mit dem Binderobergurt verschraubt. Stahltrapezprofile können auf den Pfetten mit verzinkten Holzschrauben befestigt und damit gegen Abheben gesichert werden. Weitere Einzelheiten zur Bemessung und Konstruktion von Holzpfetten sind in DIN 105 (1.08) und dem NA zu DIN EN (1.10) geregelt und können der einschlägigen Fachliteratur für den Holzbau z. B. Colling [50], [51] entnommen werden.

37 66 Hallenbau Bild.0 Holzpfetten als Koppelpfetten

38 .3 Pfetten Walzprofilpfetten Für Walzprofilpfetten werden in der Regel IPE-Profile verwendet, da sie für einachsige Biegebeanspruchung besonders wirtschaftlich sind. Für große Lasten und Druckkräfte aus Dachverbandswirkung werden jedoch auch HEA- oder HEB-Profile gewählt. Bild.1 IPE-Pfetten als Durchlaufträger Bild.1 zeigt die Ausführung von IPE-Pfetten als Durchlaufträger. Biegesteife Pfettenstöße werden mit Stirnplatten oder mit geschraubten Flachstahl- oder U-Profil- Laschen im Bereich der Momentennullpunkte realisiert. Die Befestigung der Pfetten auf den Bindern erfolgt meistens durch Pfettenschuhe aus abgekanteten Flacheisen.

39 68 Hallenbau Für die IPE-Reihe können typisierte Pfettenstöße und Pfettenschuhe aus [145] entnommen werden. Stahltrapezprofile werden auf den IPE-Pfetten mit Setzbolzen oder gewindefurchenden Schrauben befestigt, siehe Bild.17. Die Auflagerung von Pfetten auf Rohrquerschnitten kann, wie in Bild. gezeigt, erfolgen. Für Walzprofilpfetten ist es vorteilhaft, ein flach liegendes U-Profil auf den Rohrquerschnitt des Binders aufzuschweißen und die Verschraubung durch den entstehenden, zugänglichen Hohlraum auszuführen. Bild. Auflagerung von IPE-Pfetten auf Rohrquerschnitten.3.4 Kaltprofilpfetten In Bild.3 sind verschiedene Typen von Kaltprofilpfetten dargestellt. Durch Abkanten oder Kaltwalzen von dünnwandigen Blechen mit t = 1,5 4,0 mm kann eine Vielzahl von Querschnitten hergestellt werden. Üblich sind Z-, Zeta- und Sigma-Pfetten. Tabelle.18 gibt beispielhaft einen Überblick über die Geometrie der Z-Pfetten der Firma SCHRAG. Die Bemessung der dünnwandigen Kaltprofilpfetten kann aktuell noch nach DASt- Richtlinie 016 (06.88) erfolgen. In Zukunft, voraussichtlich ab Juli 01, wird die Bemessung von Kaltprofilpfetten, wie die Bemessung von Stahltrapezprofilen, auf der Basis von DIN EN EC3 Teil 1-3: Ergänzende Regeln für kaltgeformte dünnwandige Bauteile und Bleche [4] erfolgen. Da die erforderliche, iterative Ermittlung mitwirkender Querschnittsteile für Handrechnungen sehr aufwendig ist, stellen die Hersteller von Kaltprofilpfetten Belastungstabellen für die von ihnen produzierten Querschnittstypen zur Verfügung. Die angegebenen Tragfähigkeiten basieren dabei jedoch häufig auf Versuchsergebnissen. Bauaufsichtliche Zulassungen regeln die Anwendung.

40 .3 Pfetten 69 Bild.3 Kaltprofilpfetten Als statisches System wird in der Regel ein Durchlaufträger gewählt. An den Stoßstellen kann die Durchlaufwirkung bei den meisten Querschnitten durch Ineinanderschieben der Pfetten und Verbindung der beiden Stege hergestellt werden. Diese Lösung entspricht dem Konstruktionsprinzip von Holzpfetten, wenn sie als Koppelpfetten ausgeführt werden. Alternativ können auch Laschenstöße vorgesehen werden, wobei die Laschen, als Zubehörteile aus dünnwandigem Stahlblech, dem jeweiligen Pfettenquerschnitt angepasst sind. Beispiele für biegesteife Stöße von Kaltprofilpfetten sind in Bild.4 dargestellt. Bild.5 zeigt die Anordnung von Z-Pfetten als Koppelträgersystem. Tabelle.19 ist die zugehörige Belastungstabelle für ein Profil Z0 der Firma SCHRAG.

41 70 Hallenbau Tabelle.18 Geometrie Z-Pfetten Firma SCHRAG [

42 .3 Pfetten 71 Auflagerung einer durchlaufenden Pfette aus kaltgeformten Z-Profil Bild.4 Biegesteife Stöße von Kaltprofilpfetten Auflagerung einer durchlaufenden Pfette aus kaltgeformten Sonderprofil Bild.5 Z-Pfetten als Koppelträgersystem [

43 7 Hallenbau Tabelle.19 Belastungstabelle Z-Pfette Z0 (Koppelträgersystem) Firma SCHRAG [

44 .3 Pfetten 73 Die Befestigung der Pfetten auf den Stahlbindern erfolgt mit aufgeschweißten Flachstahllaschen oder mit speziell der Querschnittsform angepassten Pfettenschuhen, die als Zubehörteile ebenfalls bei den Herstellern von Kaltprofilpfetten geordert werden können. Stahltrapezprofile werden auf den Kaltprofilpfetten mit selbstbohrenden Schrauben oder Blindnieten befestigt und damit gegen Abheben gesichert, siehe Bild.16. Die Auflagerung von Z-Pfetten auf Rohrquerschnitten kann wie in Bild.6 gezeigt erfolgen, indem der Pfettensteg mit aufgeschweißten Flachstahllaschen verschraubt wird. Bild.6 Auflagerung von Z-Pfetten auf Rohrquerschnitten.3.5 Dachschub In Abschnitt.1. Abtragung der Vertikallasten wurde bereits erwähnt, dass bei Dächern mit Dachneigungen in Hallenquerrichtung Lastkomponenten senkrecht zur Dachebene und in der Dachebene auftreten. Die Aufteilung von Vertikallasten q v in q und q ist in Bild.7 skizziert. Die Komponente q wird als Dachschub bezeichnet. Zur Abtragung des Dachschubes gibt es verschiedene Möglichkeiten, die durch eine entsprechende Ausbildung der Dachkonstruktion realisiert werden müssen. Dabei kann prinzipiell in zwei Lastabtragungsmodelle unterschieden werden: Lastabtragung zu den benachbarten Rahmenriegeln Lastabtragung zum First und (teilweise) Ausgleich der auftretenden Beanspruchungen

45 74 Hallenbau Bild.7 Dachschub q und Lastkomponente q senkrecht zur Dachebene Lastabtragung zu den Rahmenriegeln In der Baupraxis werden mehrere Varianten ausgeführt. Beim Pfettendach ist die Abtragung des Dachschubes über die Pfetten eine bewährte Lösung. Da die Pfetten dann Lasten infolge q und q aufnehmen müssen, werden sie auf zweiachsige Biegung beansprucht. Dies ist insbesondere für Kaltprofilpfetten eine ungünstige Beanspruchung, da sie in der Regel für ihre schwache Achse nur geringe Tragfähigkeiten aufweisen. Kaltprofilpfetten werden daher häufig, wie in Bild.8 dargestellt, mit Zugstangen abgehängt, die im Bereich des Firstes zu den Rahmenriegeln geführt werden. Bei der konstruktiven Ausbildung gemäß Bild.8 werden die Pfetten durch die Zugstangen in den Drittelspunkten seitlich gestützt und entsprechend bemessen. Bei der Bemessung der Pfetten ist zusätzlich die Lage der Hauptachsen zu berücksichtigen, die bei unsymmetrischen Querschnitten (z. B. Z-Profilen) nicht mit den Richtungen von q und q übereinstimmen muss. In der aktuellen Bemessungspraxis ist die Tendenz festzustellen, die Pfetten nur für einachsige Biegung infolge q zu bemessen und den Dachschub über andere Bauteile abzutragen. Dazu wird häufig der gesamte Dachschub einer Dachhälfte gegen eine verstärkte Traufpfette abgestützt. Bei Ausführung von IPE-Pfetten und geringen Dachneigungen kann dies z. B. ein HEB-Profil gleicher Höhe sein, bei der Ausführung von Kaltprofilpfetten werden dann entsprechend tragfähigere C-förmige Traufprofile verwendet. Bei Leichtbauhallen wird auch häufig ein örtlicher Dachverband entlang der Traufe ausgeführt, der den Dachschub aufnehmen kann. In weiteren Varianten werden die Dachdeckung oder Teile davon zur Abtragung des Dachschubes herangezogen. Bei der Verwendung von Stahltrapezprofilen als Dachdeckung können Schubfelder ausgebildet werden. Da dann aber umlaufende Randträger an allen vier Rändern erforderlich sind, ist diese Lösung bei Pfettendächern unüblich.

46 .3 Pfetten 75 Bild.8 Pfettenverhängung mit schrägen Zugstangen am First

47 76 Hallenbau Lastabtragung zum First und Ausgleich von Kräften Bei symmetrischen Dächern mit symmetrischer Vertikalbelastung tritt in beiden Dachhälften der gleiche Dachschub auf, welcher jedoch in unterschiedlichen Richtungen wirkt (Bild.7: beide nach außen). Man kann daher die Kräfte bis zum First leiten und dort gegenseitig kurzschließen. Eine übliche Lösung ist die in Bild.9 dargestellte Pfettenverhängung mit Koppelung am First. Dabei bleibt zwar die Biegebeanspruchung der Pfetten um die schwache Achse erhalten, die Stützweite wird jedoch für die schwache Achse durch die Zugstangen reduziert. Bild.9 Pfettenverhängung mit Koppelung am First

48 .3 Pfetten 77 Für symmetrische Dächer ist die Firstkoppelung der Trapezprofile häufig die wirtschaftlichste Maßnahme zur Aufnahme des Dachschubes. Bei der Lösung gemäß Bild.30 muss der Dachschub einer Dachhälfte über entsprechend dimensionierte Verbindungsmittel in die zugehörige Firstpfette eingeleitet werden, welche dann mit der Firstpfette der anderen Dachhälfte verbunden wird. Die Verbindungskonstruktion der beiden Firstpfetten kann einfach aus zwei vertikalen und einem horizontalen Winkelprofil geschweißt werden, wobei die vertikalen Winkel auf der Baustelle mit den Pfettenstegen verschraubt werden. Bild.31 zeigt eine Variante zur Firstkoppelung der Trapezprofile. Bei dieser Lösung kann der Dachschub mit dem Firstprofil zum Schließen des Spaltes in der Firstlinie kurzgeschlossen werden. Querschnitt und Verbindungsmittel des Firstprofiles sind bei dieser Konstruktion für die Aufnahme des Dachschubes nachzuweisen Bild.30 Dachschubkoppelung mit Firstpfettenverbindung Bild.31 Dachschubkoppelung mit Firstblech oder Firstkappe

49 78 Hallenbau.4 Vollwandrahmen.4.1 Baustatische Systeme und Querschnitte Rahmen für einschiffige Hallen können als Dreigelenkrahmen, Zweigelenkrahmen oder mit eingespannten Stielfüßen ausgebildet werden. Tabelle.0 erläutert Vor- und Nachteile der drei Systeme bei gleichen Hallenabmessungen. Tabelle.0 Vor- und Nachteile verschiedener Rahmen + günstig ungünstig Dreigelenkrahmen Zweigelenkrahmen Rahmen mit eingespannten Stielfüßen Stahlverbrauch (Biegemomentenverteilung) Fundamentabmessungen (Horizontalschub) Kranbetrieb (Seitensteifigkeit) Besondere Vorteile statisch bestimmt unempfindlich gegenüber Stützen senkungen wirtschaftlichste Variante bei Betrachtung der Gesamtkosten für Stahlprofile, Fundamente und Anschlüsse verformungsarm besonders geeignet für große Horizontallasten aus Kranbetrieb Besondere Nachteile Aufwand für Firstgelenk und Abdichtung der Dachfuge; große vertikale und horizontale Verformungen unter V- und H-Lasten große horizontale Verformungen unter H-Lasten Aufwand für Fußeinspannung Köcherfundamente Am häufigsten wird der Zweigelenkrahmen ausgeführt, da er unter Berücksichtigung der Kosten für die Gründungsmaßnahmen in den meisten Anwendungsfällen die wirtschaftlichste Lösung ist. Rahmen mit eingespannten Stielfüßen werden fast ausschließlich in Hallen mit Kranbetrieb eingesetzt, um die Kopfpunktverschiebungen der Rahmenstiele gering zu halten. Dreigelenkrahmen sind typische Tragwerke des Ingenieurholzbaus in Brettschichtholzbauweise, im Stahlbau werden sie in der Regel

50 .4 Vollwandrahmen 79 nicht ausgeführt. Dies liegt daran, dass biegesteife Montagestöße am Firstpunkt im Holzbau nur schwer zu verwirklichen sind, im Stahlbau mit vorgespannten Stirnplattenverbindungen jedoch keine Probleme verursachen. Mischsysteme aus den drei Grundformen werden insbesondere für mehrschiffige Hallen gebaut. In solchen Systemen werden auch Stützen mit gelenkigen Kopfpunkten ausgeführt, so dass einzelne Hallenschiffe durch einhüftige Rahmen oder Pendelstützen gebildet werden. Bild.3 zeigt einige Beispiele für mehrschiffige Hallenrahmen. Bei den Varianten a) und b) ist zu beachten, dass es aufgrund der Dachgeometrie zu Schneeanhäufungen kommt und dass eine innen liegende Entwässerung notwendig wird, welche im Falle einer Verstopfung oder einer Überlastung bei Starkregenereignissen Ursache für eine Überlastung des Dachtragwerkes durch nicht abfließendes Wasser sein kann. Bild.3 Mehrschiffige Hallenrahmen Die Standardlösung für einschiffige Hallen ist der in Bild.33 skizzierte Zweigelenkrahmen aus Walzprofilen. Ein Rahmen wird in der Regel aus vier Profilen, den beiden Stielen und zwei Riegelhälften, zusammengesetzt. Dies erfordert Montageverbindungen an den Stützenfüßen, in den Rahmenecken und in Riegelmitte. Der Stoß der Riegelprofile in Feldmitte ist zum einen erforderlich, um die üblichen Dachneigungen von bis 15 zu verwirklichen, und zum anderen, um die normalen Transportlängen von bis zu 18 m nicht zu überschreiten. Die Bandbreite der mit Walzprofilen wirtschaftlich realisierbaren Riegelstützweiten von 10 bis 30 m ist in der Regel mit nur einem Stoß des Riegelprofils gemäß Bild.33 transportgerecht ausführbar.

51 80 Hallenbau Bild.33 Zweigelenkrahmen aus Walzprofilen mit Vouten Für die überwiegend auf Biegung beanspruchten Rahmenriegel werden fast ausschließlich Profile der IPE-Reihe verwendet. Für die zusätzlich durch nennenswerte Normalkräfte belasteten Stützen kommen neben den IPE- auch die gedrungeneren HEA- und HEB-Profile zur Anwendung. Zur überschlägigen Profilwahl kann die Höhe des Riegelprofiles mit 1/55 der Stützweite abgeschätzt werden. Diesem Anhaltswert liegt ein Rahmenabstand von 5 m und eine Schneelast von 0,75 kn/m² zugrunde. Das zugehörige erforderliche Stützenprofil ergibt sich aus dem Verhältnis von Feld- und Stützmomenten, so dass in der Entwurfsphase mit der Faustformel M pl,riegel = 0,7 M pl,stütze gearbeitet werden kann. Die Abschätzung der Höhe des Riegelprofiles mit 1/40 bis 1/60 der Stützweite kann nur eine grobe Näherung sein, da die Rahmenabstände meist zwischen 5 und 7 m schwanken, die üblichen Traufhöhen der Hallen von 4 bis 10 m Unterschiede für die Horizontallasten aus Wind hervorrufen und größere Dachneigungen wie etwa 10 zu deutlich kleineren Feldmomenten führen als Dachneigungen von etwa 3. Die Stützmomente in den Rahmenecken werden für die Riegel im Gegensatz zu den Stützen nicht bemessungsbestimmend, da in der Regel die statische Höhe der Profile in diesem Bereich durch die Anordnung von Vouten dem Schnittgrößenverlauf angepasst wird. Die Höhe der gevouteten Querschnitte beträgt meist das 1,5- bis fache der Riegelhöhe, die Länge der Vouten misst häufig 1/8 bis 1/10 der Stützweite des Rahmenriegels. Die Erhöhung der Steifigkeit in den Rahmenecken hat dabei den positiven Einfluss, die Stützmomente zu vergrößern und damit die Feldmomente und den erforderlichen Riegelquerschnitt zu verkleinern. Deutlich größere Profile sind in der Regel für Hallen mit Kranbetrieb erforderlich, da neben Horizontallasten und Einzelmomenten in Höhe der Kranbahnkonsolen zusätzlich große Normalkräfte in die Stützen eingeleitet werden, was in weichen Systemen zu einer unwirtschaftlichen Erhöhung der Schnittgrößen infolge Verformungen des Tragwerkes führt (Theorie II. Ordnung). Bild.34 zeigt eine Variante für Zweigelenkrahmen aus Walzprofilen, die bei Spannweiten über 0 m und Dachneigungen größer 10 wirtschaftlich sein kann. Bei dieser Konstruktion wird durch Anordnung eines Zugbandes in Höhe der Rahmenecken der

52 .4 Vollwandrahmen 81 Horizontalschub des Rahmens unter Vertikallasten kurzgeschlossen. Die günstige sich einstellende Momentenverteilung erlaubt Konstruktionshöhen der Riegelprofile von etwa 1/60 der Stützweite. Bild.34 Zweigelenkrahmen mit Zugband Die Zugbänder aus Winkel-, Flach- oder Rundstählen werden im Bereich der Rahmenecken mit unter den Untergurten der Vouten angeschweißten Knotenblechen verschraubt. Um einen zu großen Durchhang der Zugbänder zu vermeiden, werden sie in der Regel etwa in ihren Drittelspunkten am Riegelprofil zusätzlich abgehängt. Wenn Fertigungsmöglichkeiten mit Schweißautomaten bestehen, können auch Konstruktionen wie in Bild.35 eine wirtschaftliche Alternative sein. Gewalzte Riegelprofile konstanter Höhe werden dabei mit vollständig geschweißten Stützenquerschnitten linear veränderlicher Höhe kombiniert. Die Verbindung dieser Elemente erfolgt am Ende von ebenfalls vollständig geschweißten Vouten im Bereich der Momentennullpunkte. Wird die Tragfähigkeit der Riegelprofile oder des Stoßes am Firstpunkt überschritten, bietet sich die Anordnung einer kleinen Voute im Bereich des maximalen Feldmomentes in Feldmitte an. Die Anordnung einer Voute am First gemäß der Variante in Bild.35 ist typisch für Hallenrahmen in Großbritannien, da dort die Rahmen häufig unter Ausnutzung der Systemreserven nach der Fließgelenktheorie bemessen werden und Fließgelenke im Bereich der Verbindungen vermieden werden müssen. Auch große Spannweiten über 30 m können mit Vollwandrahmen überbrückt werden. Für solche großen Hallenabmessungen sind häufig vollständig geschweißte Konstruktionen, wie in Bild.36 dargestellt, erforderlich. Das Verschweißen von jeweils zwei Gurtblechen und einem Stegblech zu Riegel- und Stützenquerschnitten mit linear veränderlicher Höhe erfolgt unter Einsatz von Schweißautomaten, die Kehlnähte großer Länge wirtschaftlich fertigen können. Die hohen, schlanken Stege der geschweißten I- Profile neigen zum Beulen, so dass Beulsteifen erforderlich werden können, wie man sie aus den geschweißten Konstruktionen des Brückenbaus kennt.

53 8 Hallenbau Bild.35 Zweigelenkrahmen mit geschweißten Keilstützen und Riegeln aus Walzprofilen Sind Pfetten oder Wandriegel vorhanden, so können die innenliegenden Gurte der hohen geschweißten I-Profile durch die in Bild.37 dargestellten schrägen Zugstreben abgestützt werden. Diese konstruktive Lösung entspricht der Anordnung von Kopfbändern, wie sie im Holzbau zur Stabilisierung hoher Brettschichtholzträger eingesetzt werden. Für die Zugstreben eignen sich Winkelstähle oder Kaltprofile, welche an einem Ende direkt mit den Pfetten und am anderen Ende mit eingeschweißten Anschlussblechen am Innenflansch der Träger verschraubt werden. Durch die seitliche Abstützung des Innenflansches wird die Verdrehung behindert. Die Konstruktion ist eine Maßnahme zur Verringerung der Biegedrillknickgefahr, wenn die Konstruktion ohne Abstützungen keine ausreichende Tragsicherheit aufweist. In Großbritannien werden Rahmenkonstruktionen im Hallenbau fast ausschließlich mit den dort fly bracing genannten schrägen Zugstreben ausgeführt. Dies liegt zum einen daran, dass in Großbritannien Pfettenkonstruktionen die Regelausführung sind, und zum anderen daran, dass die Hallenrahmen überwiegend nach der Fließgelenktheorie bemessen werden. Die aus dieser Bemessung resultierenden schlanken Querschnitte bedürfen dann insbesondere im Bereich der rechnerischen Fließgelenke einer seitlichen Abstützung, um ein Versagen infolge von Biegedrillknicken zu verhindern.

54 .4 Vollwandrahmen 83 Bild.36 Zweigelenkrahmen mit geschweißten Stützen- und Riegelquerschnitten Bild.37 Abstützung des Riegeluntergurtes durch Zugstreben

55 84 Hallenbau.4. Rahmenecken.4..1 Vouten Mit der Anordnung von Vouten in den Rahmenecken wird das Tragwerk aus gewalzten Profilen konstanten Querschnitts dem veränderlichen Schnittgrößenverlauf angepasst und die Anschlusssituation mit maximalen Momenten in den Rahmenecken verbessert. Bild.38 Kurze und lange Vouten mit und ohne Umlenksteife am Voutenende Kurze Vouten, wie in Bild.38a dargestellt, dienen in erster Linie zur Schaffung eines größeren Hebelarmes für den geschraubten Montagestoß zwischen Riegel und Stiel. Das Riegelendmoment kann gedanklich in ein Kräftepaar zerlegt werden. Die Zugkraft im oberen Flansch des Riegels und die Druckkraft im unteren Flansch der Voute verringern sich dabei linear mit Zunahme der Voutenhöhe. Als direkte Folge nehmen auch die Zugkräfte in den hochfesten Schrauben des Montagestoßes ab, so dass weniger Schrauben und kleinere Schraubendurchmesser erforderlich sind. Jenseits des Montagestoßes wird die Zugkraft durch eine Stirnplatte und die Druckkraft durch Steifen in den Stützenkopf eingeleitet. Die Umsetzung des horizontalen Kräftepaares aus dem Riegelmoment in ein vertikales Kräftepaar aus dem Stielmoment bewirkt eine hohe Schubspannungsbeanspruchung

56 .4 Vollwandrahmen 85 für das Stützenkopfstegblech. Auch für diesen Teil der Rahmenecke bewirkt die Anordnung einer Voute eine Vergrößerung des Hebelarms der inneren Kräfte und damit eine Reduzierung der Beanspruchung. Bei kurzen Vouten mit starker Neigung ist die Notwendigkeit einer Umlenksteife am Ende der Voute im Riegel zu beachten. Die Umlenksteife leitet die Kraftkomponente in den Riegelquerschnitt ein, die durch Umlenkung der Untergurtdruckkraft beim Übergang von der Voute zum Riegelprofil entsteht. Lange Vouten, wie in Bild.38b dargestellt, haben die gleichen positiven Auswirkungen auf den Kraftfluss in der Rahmenecke wie die oben erläuterten kurzen Vouten. Die örtliche Verstärkung des Riegelquerschnittes dient zur Aufnahme der Biegemomente im Bereich der Rahmenecke. Zusätzlich führt die Vergrößerung der Steifigkeit in den Bereichen negativer Stützmomente an den Rahmenecken zu einer spürbaren Verringerung der positiven Feldmomente in Riegelmitte. Durch Anordnung langer Vouten kann deshalb im Regelfall der erforderliche Querschnitt für das Riegelprofil reduziert werden. Umlenksteifen am Ende der Voute im Riegel sind aufgrund der schwachen Neigung langgestreckter Vouten und aufgrund geringer Untergurtkräfte in der Nähe des Momentennullpunktes meist nicht erforderlich. Unterschiedliche Möglichkeiten zur Realisierung gevouteter Rahmenecken werden in Bild.39, Bild.40, Bild.41 und Bild.4 vorgestellt. Lange Vouten werden häufig aus zwei Hälften eines coupierten IPE-Profils gefertigt. Das in Bild.39 gezeigte, diagonal aufgetrennte Profil liefert auf diese Weise Voutenquerschnitte sowohl für die linke als auch für die rechte Rahmenecke eines Riegels. Im Regelfall wird für die Vouten das gleiche IPE-Profil verwendet wie für den Riegel, da für die Materialbestellung dann keine zusätzliche Position entsteht und eingeplante Reststücke der Riegelprofile als Vouten dienen können. Die abzüglich Flanschdicke t und Ausrundungsradius r näherungsweise verdoppelte Höhe des Riegelprofils in der Rahmenecke bewirkt über die Steiner-Anteile der Flansche überschlägig eine Erhöhung der Riegelsteifigkeit am Voutenanfang um den Faktor 4. Bild.39 Voute aus coupiertem IPE-Profil

57 86 Hallenbau Höhere Vouten werden aus zwei Blechen, einem rechteckigen für den Voutenflansch und einem dreieckigen für den Voutensteg, gefertigt. Die Verbindung dieser beiden Bleche verursacht gegenüber der Lösung mit coupiertem IPE-Profil eine zusätzlich erforderliche Doppelkehlnaht. Bild.40 Voute aus Blechen In Bild.40 ist neben der Ausbildung der Voute durch rechtwinklig miteinander verschweißte Bleche auch eine konstruktive Alternative für den geschraubten Montagestoß zwischen Riegel und Stiel dargestellt. Der übliche Stirnplattenstoß mit hochfesten vorgespannten Schrauben ist hierbei durch eine horizontale Lasche ersetzt worden, die die Zugkraft aus dem Rahmeneckmoment durch eine Scher-Lochleibungsverbindung überträgt. Die Schrauben im Stirnplattenstoß dienen bei dieser Verbindung lediglich der Übertragung der Querkraft. Diese Schrauben werden im Gegensatz zu den Stößen in Bild.39 und Bild.41 nur auf Abscheren beansprucht. Konstruktionen mit geschraubten Zuglaschen eignen sich besser bei Verwendung von Pfetten für das Dachtragwerk, da der Höhenversprung zwischen Riegeloberkante und aufgelegter Zuglasche eine direkte Auflagerung von Trapezprofilen in Hallenlängsrichtung behindert. Bild.41 Voute aus eingeschweißtem Stegblech

58 .4 Vollwandrahmen 87 Eine weitere Alternative zur Voutenausbildung zeigt Bild.41. In diesem Fall wird das Riegelprofil oberhalb des Ausrundungsradius über dem Unterflansch aufgetrennt, anschließend aufgebogen und dann ein dreieckiges Blech als Voutensteg eingeschweißt. Das Riegelende sollte für den Biegevorgang erwärmt werden, um unnötige Materialhärten infolge Kaltverformung zu vermeiden. Dies gilt insbesondere für den Fall, dass an dieser Stelle eine eingeschweißte Umlenksteife für die Einleitung der Druckkraft aus dem Voutenflansch erforderlich ist. Eine andere häufig ausgeführte Lösung zur Realisierung gevouteter Rahmenecken ist in Bild.4 dargestellt. Der Voutenquerschnitt wird hierbei vollständig geschweißt. Die Konstruktion erfordert drei Bleche, den Voutenunterflansch, das trapezförmige Voutenstegblech und den verlängerten Voutenoberflansch, der zugleich den oberen Anschluss an die Stütze bildet und somit eine sehr gute direkte Kraftübertragung ermöglicht. Der Montagestoß zwischen Riegel und Stiel befindet sich, aus statischer Sicht, im optimalen Bereich der Momentennullpunkte. Nachteilig für den Transportvorgang zur Baustelle wirkt sich die aus den rechtwinklig angeschweißten Vouten resultierende sperrige L-Form der Stützen aus. Bild.4 Voute aus Blechen mit Montagestoß am Voutenende.4.. Aussteifung des Stützenflansches Die konstruktive Ausbildung von Rahmenecken wird wesentlich beeinflusst durch die Größe der auftretenden Biegemomente. Für übliche Rahmenecken des Hallenbaus entsprechend Bild.43 kann das Endmoment des Riegels in ein horizontales Kräftepaar zerlegt werden. Die Druckkraft im Unterflansch des Riegels wird über Kontaktpressung der Stirnplatte mit dem Stützenflansch und weiter über beidseitig in die Stützenprofilkammern eingeschweißte Steifen in den Stützenkopf eingeleitet. Die Zugkraft im Oberflansch des Riegels wird über Biegung der Stirnplatte, Zugkräfte in den oberen Schrauben und Biegung des Stützenflansches übertragen. Die auftretenden Span-

59 88 Hallenbau nungen und Verformungen sind mehrachsig und stark abhängig von den Steifigkeiten der einzelnen Querschnittsteile. Ein Nachweis kann mit Hilfe des äquivalenten T- Stummel-Modell gemäß EC3 Teil 1-8 geführt werden. Siehe dazu z. B. Kindmann/Stracke [97]. Bild.43 Rahmenecke mit Horizontalsteifen und Futtern am Stützenflansch Anzahl und Durchmesser der für den Stirnplattenstoß erforderlichen hochfesten Schrauben können aus dem Bemessungsmoment und dem Hebelarm der inneren Kräfte in der Fuge zwischen Stirnplatte und Stützenflansch ermittelt werden. Zusätzlich sind die auftretenden Abstützkräfte im zugbeanspruchten Bereich der oberen Schrauben zu berücksichtigen, z. B. mit dem äquivalenten T-Stummel-Modell gemäß EC3 Teil 1-8. Die Blechdicke der Stirnplatte kann mit Hilfe von Tabelle.1 gewählt werden. Die Ausbildung der Schweißnaht zwischen Zugflansch und Stirnplatte kann gemäß Bild.44 erfolgen, wobei Lösung a) die Regelausführung darstellt und die Lösungen b) und c) als Varianten dienen, wenn ein Überstand der Stirnplatte unerwünscht ist. Es ist zu beachten, dass die Stirnplatte durch den Anschluss des Zugflansches in Dickenrichtung beansprucht wird, was die Gefahr eines Terrassenbruches beinhaltet. Die Terrassenbruchgefahr kann durch die Wahl geeigneter Stähle mit verbesserten Verformungseigenschaften in Dickenrichtung nach DIN EN (Stähle mit Z-Güte) ausgeschlossen werden. Die Anforderungen an die Z-Güte werden aktuell noch in der DASt-Richtlinie 014 und in Zukunft in DIN EN Auswahl der Stahlsorten im Hinblick auf Eigenschaften in Dickenrichtung [4] geregelt. In Abhängigkeit diverser Parameter, wie Schweißnahtform, Schweißnahtdicke, Vorwärmen während des Schweißens und Werkstoffdicke der Stirnplatte, kann die erforderliche Z- Güte der Stirnplatte ermittelt werden.

60 .4 Vollwandrahmen 89 Bild.44 Ausführungsmöglichkeiten zur Verbindung von Trägerzugflansch und Stirnplatte bei bündigen Stirnplatten Tabelle.1 Stirnplattendicke d p, aus [5] Form der Stirnplatte Anzahl der senkrechten Schraubenreihen Stirnplattendicke d p d = Nenndurchmesser der Schraube überstehend 1,00 d 4 1,5 d bündig 1,50 d 4 1,70 d Für die praktische Ausführung sind die Stirnplattendicken d p jeweils auf volle 5 mm aufzurunden; min d p = 15 mm. Bei überstehenden Stirnplatten mit K-Nähten ist die Stirnplattendicke d p um jeweils 10 mm zu erhöhen. Um die Querbiegebeanspruchung der Stirnplatte zu reduzieren, wird häufig wie in Bild.43 eine horizontale Steife im Bereich der Kraftübertragung zwischen Riegelsteg, Stirnplatte und Montageschrauben angeordnet. Die gleiche Beanspruchung ergibt sich auf der anderen Seite des Montagestoßes für den Stützenflansch, so dass auch hier häufig horizontale Steifen ausgeführt werden. Die in Bild.43 dargestellten Futter sind erforderlich, wenn der Flansch des Stützenprofiles zu dünn ist, um die Querbiegebeanspruchung aufnehmen zu können. Bild.45 zeigt vier Möglichkeiten zur Anordnung der Schrauben im Bereich des zugbeanspruchten Oberflansches. Die Anordnungen a) und b) gelten als überstehend, die Anordnungen c) und d) als bündig im Sinne von Tabelle.1 und Tabelle.. Anordnung a) erfordert eine oben überstehende Stirnplatte. Mit dem zentrisch zwischen den Schrauben angeordneten Zugflansch können große Biegemomente übertragen werden. Ein Beispiel für diese Lösung ist die Rahmenecke in Bild.46. Anordnung b) mit zusätzlicher horizontaler Steife kommt ohne überstehende Stirnplatte aus, der Hebelarm der inneren Kräfte in der Fuge zwischen Stirnplatte und Stützenflansch wird jedoch verkleinert, so dass die übertragbaren Biegemomente geringer sind als bei Anordnung a). Die Rahmenecke in Bild.43 ist ein Beispiel für Lösung b), die sich wie Lösung a) durch eine zentrische Anordnung der zugbeanspruchten Horizontalsteife zwischen den Schrauben auszeichnet. Bei Anordnung c) weisen Zugflansch und Schrauben eine Exzentrizität zueinander auf, was negative Auswirkungen auf die erforderliche Stirnplattendicke und die Mindestdicke des Stützenflansches hat (siehe:

61 90 Hallenbau Tabelle.1 und Tabelle.). Die übertragbaren Biegemomente sind aufgrund von nur zwei Schrauben im Zugbereich deutlich kleiner als bei Anordnung a) und b). Beispiele für Lösung c) sind die Rahmenecken in Bild.39 und Bild.41. Größere Biegemomente können mit Anordnung d) übertragen werden, da hier vier vertikale Schraubenreihen vorhanden sind. Die Anordnung der Schrauben nebeneinander erfordert jedoch meist eine breitere Stirnplatte, die in der Regel nur dann ausgeführt werden kann, wenn die Stütze ein HEA- oder HEB-Profil ist und damit ausreichend breite Flansche für den Anschluss zur Verfügung stehen. Bild.45 Varianten zur Schraubenanordnung am zugbeanspruchten Oberflansch Tabelle. Mindestdicke t der Stützenflansche, aus [5] Anschlussart Form der Stirnplatte Anzahl der vertikalen Schraubenreihen Mindestdicke t des Stützenflansches d = Nenndurchmesser der Schraube überstehend 4 0,80 d 1,00 d Ausgesteifter Anschluss bündig 4 1,00 d 1,5 d überstehend 4 1,10 d 1,40 d Rippenloser Anschluss bündig 4 1,00 d 1,30 d min t = 0,5 d p mit: d p = Stirnplattendicke

62 .4 Vollwandrahmen 91 Zur Aufnahme der Biegebeanspruchung im Stützenflansch kann die Flanschdicke des Stützenprofils mit Hilfe von Tabelle. gewählt werden. Die sich in Abhängigkeit vom Schraubendurchmesser ergebenden Werte sind häufig nicht einzuhalten, insbesondere bei Verwendung von IPE-Profilen für die Rahmenstützen. Gängige Praxis ist daher die lokale Verstärkung des Stützenflansches im Bereich der Zugschrauben durch die in Bild.43 dargestellten quadratischen Futter. Größere Verformungen und Biegebeanspruchungen des Stützenflansches werden verhindert, wenn die Materialstärke der Futter etwa der Dicke der Stirnplatte entspricht. Der Stützenflansch muss aber auch bei Anordnung von Futtern mindestens die halbe Stirnplattendicke aufweisen. Biegesteife Anschlüsse mit Stirnplatten, wie sie bei Rahmenecken verwendet werden, verformen sich je nach Dicke der Stirnplatten bzw. Stützenflansche und in Abhängigkeit der Aussteifung durch Rippen verschieden stark. Bei einer steifen Konstruktion des Anschlusses kann in der Rahmenberechnung von einer biegesteifen Verbindung der Stäbe ausgegangen werden. Bei nachgiebigen Anschlüssen entzieht sich die Rahmenecke der Lastabtragung. Dies hat geringere Eckmomente und größere Feldmomente im Riegel zur Folge. Die veränderte Steifigkeitsverteilung wirkt sich auch auf die Stabilitätsnachweise aus. Die Mindestdicken von Stirnplatten gemäß Tabelle.1 und von Stützenflanschen gemäß Tabelle. stellen sicher, dass der Anschluss sich nur so wenig verformt, dass er als biegesteif betrachtet werden kann. Bild.46 Rahmenecke mit horizontaler Stirnplatte Eine weitere sehr montagefreundliche Lösung zur Ausbildung des Anschlusses zwischen Rahmenriegel und Rahmenstielen ist in Bild.46 dargestellt. Bei dieser zur Rahmenkonstruktion in Bild.36b gehörigen Lösung erfolgt der Anschluss mit einer horizontalen Stirnplatte.

63 9 Hallenbau.4..3 Stegblechverstärkungen Die Umsetzung des horizontalen Kräftepaares aus dem Riegelmoment in ein vertikales Kräftepaar aus dem Stielmoment bewirkt große Schubspannungen im Stützenkopfstegblech. Insbesondere bei Rahmenecken ohne Vouten, d. h. mit kleinem Hebelarm für die Eckmomente, wird die zulässige Grenzschubspannung häufig überschritten. Übliche konstruktive Gegenmaßnahmen sind die Anordnung von Diagonalsteifen oder flächigen Stegblechverstärkungen. Bild.47 zeigt die Ausführung einer Diagonalsteife in einer geschweißten Rahmenecke. Der Steifenquerschnitt wird so angeordnet, dass er auf Druck beansprucht wird. Diese einfach zu fertigende Lösung ist besonders für vollständig geschweißte Rahmenecken gemäß Bild.4 geeignet, da die Diagonalsteifen die Zugänglichkeit von Montageschrauben im Stützenflansch beeinträchtigen würden. In Großbritannien ist es üblich, die Steifen in der anderen Diagonalenrichtung anzuordnen, so dass sie auf Zug beansprucht werden. Für die Bemessung der Steifen ist das günstiger, da kein Stabilitätsproblem vorliegt. Ungünstig ist aber die Zugbeanspruchung der Schweißnähte an den Enden der Diagonalsteifen, die bei der in Deutschland üblichen Lösung nicht auftritt. Bild.47 Rahmenecke mit Diagonalsteife In Bild.48 ist die klassische Lösung für geschraubte Rahmenecken dargestellt. Die Materialstärke des Stegbleches wird dabei durch ein aufgelegtes und allseitig verschweißtes Blech den statischen Erfordernissen angepasst. Varianten zur Ausführung zusätzlicher Stegbleche zeigt Bild.49, in Anlehnung an EC3 Teil 1-8. Dort werden unter anderem folgende ergänzende Hinweise gegeben: Der Stahl des zusätzlichen Stegblechs sollte dem Stahl der Stütze entsprechen. Die Breite b S sollte derart gewählt werden, dass die Schweißnähte an die Eckausrundungen heranreichen (siehe Bild.49). Die Blechdicke t S sollte mindestens der Stegblechdicke t wc des Stützenprofils entsprechen.

64 .4 Vollwandrahmen 93 Bild.48 Rahmenecke mit aufgeschweißter Verstärkung des Stützenkopfstegbleches Bild.49 Zusätzliches Stegblech nach EC 3 Der Beulnachweis für das Eckblech kann nach EC3 Teil 1-8 entfallen, wenn die Schlankheit des Stützensteges d/t w < 69 ist, mit d = Höhe des geraden Stegteils, = (35/f y ) 0,5. Bei den üblichen Walzprofilen ist d/t w stets kleiner als der Grenzwert d/t w = 69 für S 35 und d/t w = 0,81 69 = 56 für S 355. Schubbeanspruchte Stege von Walzprofilen (oder vergleichbaren Querschnitten) als Eckbleche sind daher nicht beulgefährdet.

65 94 Hallenbau.4..4 Rahmenecken an Innenstützen Rahmenecken an Innenstützen sind dadurch gekennzeichnet, dass jeweils drei Profile, die Stütze und die Riegel aus den beiden benachbarten Hallenschiffen, in einem Knoten zusammenstoßen. In Bild.3 erkennt man, dass drei verschiedene Typen für die statische Modellbildung unterschieden werden können: Typ 1: Typ : Typ 3: Alle drei Profile sind biegesteif miteinander verbunden. Die beiden Riegel sind biegesteif miteinander verbunden. Die Stütze ist gelenkig angeschlossen. Ein Riegel und die Stütze bilden die biegesteife Rahmenecke wie bei einer einschiffigen Halle. Der zweite Riegel ist gelenkig angeschlossen. Beispiele für die konstruktive Realisierung von Typ 1 zeigen Bild.50 und Bild.51. Die Lösung in Bild.50 ist aufgrund der bündigen Riegelstirnplatten für die direkte Auflagerung von tragenden Trapezprofilen in Hallenlängsrichtung geeignet. Die Lösung in Bild.51 weist aufgrund der überstehenden Riegelstirnplatten einen größeren Hebelarm für die geschraubten Montagestöße auf. Es ist jedoch zu prüfen, ob der über die Riegelobergurte hinausragende Stützenkopf die Ausbildung der Regenrinne für den Traufpunkt zwischen den beiden Riegeln behindert, wenn das Dach als pfettenlose Konstruktion ausgeführt wird. Für Pfettenkonstruktionen ist die statisch günstigere Lösung mit überstehenden Stirnplatten der Lösung mit bündigen Stirnplatten vorzuziehen. Bild.50 Rahmenecke mit bündigen Stirnplatten

66 .4 Vollwandrahmen 95 Bild.51 Rahmenecke mit überstehenden Stirnplatten Typ mit gelenkig angeschlossener Stütze wird häufig wie in Bild.5 konstruiert. Die beiden Riegelprofile werden durch einen biegesteifen vertikalen Stirnplattenstoß miteinander verbunden und mittels eines flexiblen horizontalen Stirnplattenstoßes auf die Stütze aufgesetzt. Die Einleitung der Auflagerkraft in den Stützenkopf wird dabei durch eine zusätzlich angeordnete Auflagersteife unterstützt. Typ 3 wird analog zu Rahmenecken von Außenstützen ausgeführt. Der gelenkige Anschluss des zweiten Riegels kann, wie im Geschossbau der Anschluss von Trägern an Stützen, mit Doppelwinkeln, Fahnenblechen oder biegeweichen Stirnplatten erfolgen.

67 96 Hallenbau Bild.5 Rahmenecke mit gelenkig angeschlossener Stütze.4.3 Firstpunkte Firstpunkte von Hallenrahmen werden im Stahlbau fast ausschließlich biegesteif ausgeführt. Für kleinere Riegelstützweiten bis ca. 18 m können die Rahmenriegel als ein Bauteil auf die Baustelle transportiert werden. Die Verbindung zweier Riegelhälften zur Erzielung einer Dachneigung kann dann als Werkstattstoß, wie in Bild.53a gezeigt, mit Stumpfnähten ausgeführt werden. Dabei ist zu beachten, dass die Grenzspannungen der Schweißnähte unter den Grenzspannungen des Grundwerkstoffs liegen können und das Profil dann an der Stoßstelle nicht voll ausgenutzt werden kann. Alternativ kann deshalb eine Lösung gemäß Bild Bild.53b mit zusätzlicher Stirnplatte und Kehlnähten ausgeführt werden, bei denen die Schweißnahtfläche größer ist als die zu verbindenden Querschnittsteile. Bei dieser Lösung sind jedoch die Beanspruchung der Stirnplatte in Dickenrichtung und die damit verbundene Terrassenbruchgefahr zu beachten. Eventuell ist eine Z-Güte für die Stirnplatte zu fordern. Siehe dazu auch die Erläuterungen im Zusammenhang mit Bild.44.

68 .4 Vollwandrahmen 97 Bild.53 Geschweißter Firstpunkt Stützweiten über 18 m erfordern geschraubte Montagestöße für die Baustelle, da die möglichen Transportabmessungen der Riegelprofile ansonsten überschritten würden. Üblich sind Stirnplattenstöße gemäß Bild.54 mit sechs hochfesten vorgespannten Schrauben und überstehender Stirnplatte am Untergurt der Riegel im Bereich der Biegezugbelastung aus den Feldmomenten der Rahmenriegel. Diese biegesteifen Stirnplattenverbindungen sind vom DStV mit allen Angaben für Stirnplattenabmessungen, Schrauben und Schweißnähte typisiert worden. Die Tragfähigkeit solcher Verbindungen kann durch die Einhaltung aufnehmbarer Schnittgrößen schnell und einfach nachgewiesen werden. Tragfähigkeitstabellen auf Basis der DIN finden sich in den Bemessungshilfen für profilorientiertes Konstruieren [10]. Tragfähigkeitstabellen auf Basis der DIN und des EC3 finden sich in Typisierte Anschlüsse im Stahlhochbau, Band [145]. Bild.54 Geschraubter Firstpunkt als Montagestoß

69 98 Hallenbau.5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen.5.1 Baustatische Systeme Fachwerkbinder sind bei Stützweiten unter 0 m nur selten anzutreffen. Eine Ausnahme bilden Fachwerkträger gemäß Bild.55a mit waagerechtem Untergurt und steil geneigtem Obergurt. Diese in der Vergangenheit häufig ausgeführte Fachwerkgeometrie mit einer Dachneigung von etwa 0, was einer Bauhöhe von ungefähr 1/5 der Stützweite entspricht, wird in der Regel nur bei Stützweiten unter 0 m ausgeführt. Nachteile gegenüber flach geneigten Dächern sind die anfallenden Mehrkosten für die Dacheindeckung (größere Dachfläche) und für die Heizung (größerer ungenutzter Dachraum). Gegenüber Vollwandkonstruktionen bieten Fachwerke mit parallelen Gurten bei Stützweiten ab etwa 30 m in der Regel wirtschaftliche Vorteile. Teilweise werden sie auch bei kleineren Hallenabmessungen aus architektonischen Gründen vorgezogen. Die Auflösung der Biegebeanspruchung in reine Zug- und Druckkräfte führt zu leichten und damit materialsparenden Dachkonstruktionen. Fachwerkbinder mit parallelen Gurten weisen mit 1/10 bis 1/0 der Stützweite größere Bauhöhen als Vollwandkonstruktionen auf. Installationsleitungen können jedoch innerhalb der Trägerhöhe zwischen den Füllstäben hindurch geführt werden. Die Differenz in den Bauhöhen zwischen Fachwerk- und Vollwandkonstruktionen ist erheblich. Kann für die Profilhöhe von Vollwandrahmenriegeln ungefähr 1/55 der Stützweite vorgeschätzt werden, so ist für die Vorbemessung von Fachwerkbindern eine statische Höhe von etwa 1/15 der Stützweite ein guter Anhaltswert. Die Materialeinsparung durch Fachwerkbinder im Vergleich zu Vollwandkonstruktionen wächst mit zunehmender Spannweite. Nachteilig wirken sich aber die höheren Fertigungskosten, bedingt durch die Vielzahl von Füllstabanschlüssen aus. Bezüglich der Füllstabgeometrie werden hauptsächlich zwei Fachwerktypen gebaut. Die zugehörigen statischen Systeme sind in Bild.55b bis Bild.55f dargestellt. Der erste Grundtyp weist Pfosten und bereichsweise nur fallende Diagonalen auf, der zweite Grundtyp wechselweise fallende und steigende Diagonalen. Die Neigung der Füllstäbe gegen die Horizontale beträgt für beide Fachwerktypen etwa 0 bis 60. Für große Binderstützweiten kann die freie Knicklänge des druckbeanspruchten Obergurtes des Grundtyps mit fallenden und steigenden Diagonalen durch zusätzlich angeordnete Pfosten halbiert werden, wodurch eine dritte Füllstabgeometrie entsteht. Die zusätzlichen vertikalen Pfosten in Bild.55d und Bild.55f dienen häufig auch als Lasteinleitungsstäbe für die Pfetten auf dem Binderobergurt. Alle drei Formen (Bild.55b bis Bild.55d) können ebenso wie die Fachwerke für kurze Spannweiten (Bild.55a) als Binder auf eingespannten Stützen aufgelagert werden. Die zwei Varianten mit fallenden und steigenden Diagonalen werden auch als Bestandteil von Rahmen verwendet. Gemeinsam ist allen in Bild.55b bis Bild.55f vorgestellten Fachwerken die konstante Bauhöhe, wodurch alle Füllstäbe gleiche Winkel und gleiche Längen aufweisen. In Hallen mit größeren Dachneigungen werden auch Fachwerke mit geneigtem Obergurt und waagerechtem Untergurt ausgeführt.

70 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 99 Dies führt zu einer besseren Ausnutzung der Fachwerkgurte, da in Feldmitte dann eine größere Bauhöhe vorhanden ist. Bild.55 Statische Systeme, Füllstabgeometrie und Anordnung von Montagestößen für Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen Die Wahl der Füllstabgeometrie ist natürlich stets eine Frage der Architektur, sollte sich aber an folgenden Grundsätzen orientieren:

71 100 Hallenbau lange Zugstäbe kurze Druckstäbe (Knicklänge) einfache Knotenpunkte (keine Füllstabanhäufungen) Vermeidung spitzer Winkel gleichbleibende Füllstablängen gleichbleibende Füllstabneigungen Übereinstimmung von Obergurtknoten, Pfettenauflagerung und ggf. Anschlusspunkten von Verbänden Bei Fachwerken mit Pfosten und fallenden Diagonalen (Bild.55b) erhalten alle Pfosten Druckkräfte und alle Diagonalen Zugkräfte aus einer gleichmäßig verteilten Dachlast. Häufig werden für diesen Fall knicksteife Profilquerschnitte für die Druckpfosten mit Winkelprofilen für die Zugdiagonalen kombiniert. Bei Fachwerken mit steigenden und fallenden Diagonalen erhalten die Füllstäbe sowohl Zug- als auch Druckkräfte. Für diesen Fachwerktyp werden deshalb gerne knicksteife Hohlprofile als Diagonalen verwendet. Durch die größere Netzlänge der Füllstäbe im Vergleich zum Fachwerktyp mit Pfosten und fallenden Diagonalen verringert sich die Anzahl der Füllstäbe, wodurch der Fertigungsaufwand für die Anschlüsse an die Gurte erheblich reduziert wird..5. Querschnitte und Füllstabanschlüsse Beim Entwurf eines Fachwerkbinders sind vom Statiker Bauhöhe, Füllstabgeometrie und Profilquerschnitte festzulegen. Bauhöhe, Füllstabgeometrie und Ober- und Untergurtneigungen werden in Abhängigkeit der Hallenabmessungen gewählt. Eingangsgrößen für die Entscheidungsfindung sind Stützweite, Dachneigung, Pfettenteilung und architektonische Anforderungen. Die Wahl der Profilquerschnitte für Gurte, Pfosten und Diagonalen erfolgt anhand der ermittelten Stabkräfte und immer in dem Bemühen, möglichst einfach zu fertigende Knotenpunkte für die Anschlüsse der Füllstäbe an die Gurte zu realisieren. Das in Bild.56 dargestellte Fachwerk eignet sich für relativ geringe Stabkräfte. Ober- und Untergurt werden durch die beiden Hälften eines halbierten HEB-Profils gebildet. Die Füllstäbe können als Winkelstähle direkt mittels umlaufender Kehlnähte mit den Stegen der Gurtprofile verschweißt werden. Toleranzen in den Längen der Füllstäbe können bei dieser Konstruktionsform während des Zusammenbaus leicht ausgeglichen werden. Besonders leichte Ausführungen weisen Diagonalen aus Einzelwinkeln auf, welche feldweise wechselnd jeweils links und rechts der Gurtprofilstege angeordnet werden. Für die druckbeanspruchten Pfosten werden häufig Doppelwinkel verwendet. Alternative Ausführungen des Fachwerks mit halbierten HEB-Gurten können für größere Stabkräfte mit Füllstäben aus einseitigen oder doppelten U-Profilen gefertigt werden. Denkbar sind auch Kombinationen von Winkeln als Zugdiagonalen mit U-Profilen als Druckpfosten.

72 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 101 Bild.56 Fachwerk mit Gurten aus halben I-Profilen und Füllstäben aus Winkelprofilen Bild.57 Fachwerk mit Gurten aus I-Profilen und Füllstäben aus doppelten U-Profilen

73 10 Hallenbau Bild.57 zeigt ein Fachwerk für größere Spannweiten, bei denen die Gurtkräfte nicht mehr durch halbierte HEB-Träger aufgenommen werden können. Ober- und Untergurt werden hierbei aus einem vollständigen HEB- oder HEA-Profil gebildet, die Füllstäbe sind jeweils aus zwei U-Profilen zusammengesetzt. Der Anschluss der Füllstäbe an die Gurte erfordert für diese Konstruktionsform Knotenbleche, welche zusätzliche Material- und Fertigungskosten verursachen. Ein weiterer Nachteil der Fachwerke mit eng stehenden aufgedoppelten Füllstäben ist die Unzugänglichkeit des Zwischenraumes zwischen den beiden Profilhälften. Da Korrosionsschutzbeschichtungen an dieser Stelle nicht erneuert werden können, sind solche Konstruktionen nur dort anwendbar, wo sie nicht der Witterung ausgesetzt sind. Eine weitere Variante für Fachwerkbinder mit HEB- oder HEA-Gurten und Winkelbzw. U-Profil-Füllstäben ist in Bild.58 dargestellt. Für diese Konstruktionsform werden keine Knotenbleche benötigt, da die Flansche der um 90 gedrehten Gurtprofile eine ausreichende Anschlussfläche für die Füllstäbe bieten. Ein weiterer Vorteil ist der größere Abstand zwischen den aufgedoppelten Füllstäben, wodurch eine Erneuerung eventuell erforderlicher Korrosionsschutzbeschichtungen möglich ist. Bezüglich der Profilwahl bieten sich für die Druckpfosten U-Profile, für die Zugdiagonalen Winkel-Profile an. Bei größeren Stabkräften sind auch U-Profile für die Zugdiagonalen eine sinnvolle Alternative zu den in Bild.58 dargestellten Winkelstählen. Um geometrische Überschneidungen der Füllstäbe im Bereich der Knotenpunkte zu vermeiden, ist es zweckmäßig, die Pfosten an den Innenseiten und die Diagonalen an den Außenseiten der Gurtprofilflansche anzuordnen. Die Anschlussmethode mit umlaufenden Kehlnähten erlaubt es dabei, sämtliche unvermeidbare Fertigungstoleranzen ohne aufwendige Anpassungsarbeiten auszugleichen. Nachteilig bei Fachwerklösungen mit gedrehten Gurtprofilen ist die eingeschränkte Möglichkeit, Pfetten oder Trapezprofile direkt auf den Obergurt aufzulagern. Meist sind deshalb zusätzliche, örtlich auf den Obergurt geschweißte Bleche erforderlich. Fachwerke, die gänzlich aus HEA- oder HEB-Profilen zusammengesetzt sind, werden für Konstruktionen mit großen Beanspruchungen eingesetzt. Die Ausführung gemäß Bild.59 führt dabei zu einem beträchtlichen Fertigungsaufwand für die über schräge Sägeschnitte angeschlossenen Füllstäbe, insbesondere bezüglich Anpassungsarbeiten an eine eventuelle Überhöhungsform oder zum Ausgleich von Fertigungstoleranzen. Bei großen Füllstabkräften ist zusätzlich eine Aussteifung der Gurte im Bereich der Knotenpunkte durch vertikal in die Gurtprofilkammern eingeschweißte Steifen erforderlich. Alternative Möglichkeiten zum Anschluss der Füllstäbe unter Verwendung von Knotenblechen zeigt Bild.60. Für geschweißte Fachwerkträger haben sich zwei Varianten mit ausgeschnittenen Knotenblechen bewährt. Bei der ersten Variante werden Ausnehmungen im Knotenblech entsprechend der Höhe des anzuschließenden Füllstabes ausgeschnitten. Die Tiefe der Ausnehmungen entspricht der statisch erforderlichen Schweißnahtlänge plus 10 bis 0 mm Toleranz. Zum Zusammenbau wird die Diagonale in die Ausnehmung gesteckt und an ihren Flanschen mit dem Knotenblech verschweißt. Der Spalt am Ende des Füllstabes, der nicht zugeschweißt wird, dient dabei zum Ausgleich der Stablängentoleranz. Bemessungshilfen für diese Konstruktionsform wurden in [35], [110] veröffentlicht. Siehe dazu auch Kindmann/Stracke [97].

74 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 103 Bild.58 Fachwerk mit Gurten aus um 90 gedrehten I-Profilen und Füllstäben aus doppelten U- oder L-Profilen Bild.59 Fachwerk aus I-Profilen

75 104 Hallenbau Bild.60 Anschlusskonstruktionen mit Knotenblechen für Füllstäbe aus I-Profilen

76 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 105 Bei der zweiten Variante werden jeweils zwei kleinere Ausnehmungen für die beiden Flansche einer Diagonale im Knotenblech ausgeschnitten. Zusätzlich muss der Steg des Füllstabes im Bereich der Verbindung ausgenommen werden, wodurch sich die statisch anrechenbare Querschnittsfläche einer Zugdiagonalen auf die Flanschflächen reduziert. Der Fertigungsaufwand gegenüber der ersten Variante ist höher, vorteilhaft wirkt sich aber die doppelte Anzahl von Schweißnähten zum Anschluss einer Diagonalen aus. Bei gleichen Knotenblechabmessungen sind dadurch nur halb so dicke Schweißnähte, oder bei gleicher Schweißnahtstärke deutlich kleinere Knotenbleche erforderlich. Die in Bild.60 gezeigte geschraubte Variante zum Anschluss von Fachwerkfüllstäben verursacht gegenüber den geschweißten Lösungen eine starke Reduzierung der Querschnittsfläche der Füllstäbe durch das einseitige Abtrennen der Flansche im Bereich des Knotenbleches. Gänzlich geschraubte Fachwerkträger sind daher unüblich. Einzelne geschraubte Knotenpunkte werden auch in geschweißten Fachwerken angeordnet, um die auf Transportlänge gefertigten Teilstücke eines Fachwerkbinders auf der Baustelle ohne Schweißarbeiten zusammenbauen zu können. Ein weiteres Einsatzfeld für den dargestellten geschraubten Fachwerkknoten sind extrem großformatige Fachwerke, deren Einzelstäbe bereits die möglichen Transportabmessungen ausschöpfen, was beispielsweise bei Vertikalverbänden in Kranbahnportalen häufig vorkommt. Einfachere Knotenpunkte ergeben sich auch für den Fachwerktyp mit steigenden und fallenden Diagonalen, wenn die Gurtprofile, wie in Bild.61 gezeigt, um 90 gedreht werden. Analog zu dem Fachwerk in Bild.58 lassen sich dann Füllstäbe aus doppelten U-Profilen mit Kehlnähten an den vertikalen Gurtprofilflanschen anschließen, wodurch Knotenbleche überflüssig werden. Problematisch sind aber auch bei diesem Fachwerk die direkte Auflagerung von Pfetten oder Trapezprofilen auf dem gedrehten Obergurt und die Ablagerung von Schmutz oder Staub in den wannenartigen Kammern der Gurtprofile. Eine weitere wichtige Gruppe von Fachwerkträgern entsteht durch die Verarbeitung von Hohlprofilen. Bild.6 zeigt ein Beispiel für die Verwendung von Rohren, Bild.63 für die Verwendung von Rechteckhohlprofilen. Die wichtigsten Vorzüge von Hohlprofilfachwerken sind die optimale Querschnittsform für zentrische Druckkräfte, was zu minimalen erforderlichen Stahlquerschnitten führt, die geringe Oberfläche, welche Einsparungen beim Korrosionsschutz bewirkt, und die als optisch angenehm empfundene Ansicht von Hohlprofilfachwerken ohne Knotenbleche, Ecken und Kanten. Ein Nachteil der Hohlprofile ist der im Vergleich zu den herkömmlichen offenen Profilen höhere Materialpreis pro Tonne Stahl. In Bild.6 erkennt man, dass bei Fachwerkknoten, die aus Rohren bestehen, die Füllstäbe durch aufwendige räumliche Verschneidungskurven an die Gurtrohre angepasst werden müssen. Die Herstellung solcher Fachwerkträger ist wirtschaftlich nur unter Einsatz automatisch gesteuerter Brennschneideanlagen möglich.

77 106 Hallenbau Bild.61 Fachwerk mit Gurten aus um 90 gedrehten I-Profilen und Füllstäben aus doppelten U-Profilen Bild.6 Fachwerk aus Rohrprofilen

78 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 107 Bild.63 Fachwerk aus Rechteckhohlprofilen Neben den in Bild.6 und Bild.63 gezeigten Knotenverbindungen mit Spalt werden die Füllstäbe auch mit teilweiser oder vollständiger Überlappung angeschlossen. Knotenverbindungen mit Spalt haben den Vorteil, dass sich die Schweißnähte der im Knoten zusammentreffenden Diagonalen nicht beeinflussen, die Füllstäbe einfach durch gerade Sägeschnitte abgelängt werden können und in der Regel keine Exzentrizitäten der Stabachsen auftreten. Knotenverbindungen mit vollständiger Überlappung, bei denen der Druckfüllstab auf den Zugfüllstab aufgesetzt wird, weisen im Regelfall eine Exzentrizität zur Schwerachse des Gurtprofiles auf, haben jedoch den Vorteil, dass die Füllstabkräfte kurzgeschlossen werden, ohne die Gurte senkrecht zu deren Stabachse lokal im Bereich der Fachwerkknoten zu beanspruchen. Die Diagonalen können hier zwar ebenfalls durch einen Sägeschnitt abgelängt werden, die Ausbildung der Schweißnähte ist jedoch aufwendiger, insbesondere wenn zwei Füllstäbe gleichen Querschnitts miteinander verbunden werden sollen, da dann keine Kehlnähte, sondern Stumpfnähte mit zugehöriger Nahtvorbereitung ausgeführt werden müssen. Knotenverbindungen mit teilweiser Überlappung wie in Bild.64 weisen Doppelsägeschnitte auf, welche die kleinste Flexibilität beim Zusammenfügen zeigen. Kritisch ist dabei die Anhäufung von Schweißnähten im Bereich der Knotenpunkte. Trotz der aufgeführten Nachteile sind Füllstabanschlüsse mit teilweiser Überlappung nicht unüblich, da sie sich bei Fachwerken mit Pfosten häufig ergeben, wenn das Gurtprofil nur eine geringe Querschnittshöhe aufweist und die Schwerachsen der einzelnen Stäbe eines Knotens ohne Exzentrizitäten in einem Punkt zum Schnitt gebracht werden sollen.

79 108 Hallenbau Bild.64 Hohlprofilfachwerkknoten mit teilweiser Überlappung der Füllstäbe Ausführliche Informationen zur Konstruktion und Berechnung von Hohlprofiltragwerken hat das Comité International pour le Développement et l Etude de la Construction Tubulaire, kurz CIDECT, in seiner Schriftenreihe Konstruieren mit Stahlhohlprofilen veröffentlicht. In [13] und [169] werden spezielle Konstruktionsregeln und Nachweisformate für die Ausbildung von Hohlprofilfachwerkknoten angegeben. Bezüglich der Tragfähigkeitsermittlung besteht mit dem EC 3 weitgehend Übereinstimmung. Der aktuelle Nachweis der Tragfähigkeit von Hohlprofil- Verbindungen ist in Abschnitt 7 der DIN EN [4] geregelt. Um lokale Versagensmechanismen im Bereich der Knoten auszuschließen, ist die Gestaltfestigkeit jedes Knotens durch die Abstimmung der Außendurchmesser und Materialstärken von Gurtprofilen und Füllstäben nachzuweisen. Diese Nachweise zur Knotentragfähigkeit können alternativ aktuell auch noch nach DIN (10.84) in der Form vorh (t u /t a ) > erf (t u /t a ) geführt werden. Die Indizes bei den Wanddicken kennzeichnen das untergesetzte Profil (Gurtstab) und das aufgesetzte Profil (Füllstab). Können diese Bedingungen nicht eingehalten werden, so sind Verstärkungen in Form aufgeschweißter Bleche wie in Bild.65 erforderlich, deren Ausbildung und Berechnung den CIDECT-Schriften und DIN EN [4] entnommen werden kann. Bild.65 Verstärkung von Fachwerkknoten aus rechteckigen Hohlprofilen

80 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 109 Bild.66 zeigt, dass Hohlprofile auch mit offenen Profilen in einem Fachwerkträger kombiniert werden können. Werden anstelle von Hohlprofilen I-Profile für die Gurte gewählt, dann sind die Anschlusskonstruktionen für Pfetten, Verbände und Stützen häufig einfacher auszuführen. Bei großen Füllstabkräften ist dann aber häufig eine Aussteifung der Gurte in den Knotenpunkten durch vertikal in die Gurtprofilkammern eingeschweißte Steifen erforderlich. Bild.66 Fachwerk mit Gurten aus I-Profilen und Füllstäben aus Quadrathohlprofilen In Bild.67 und Bild.68 sind Beispiele für die Ausbildung von Dreigurtträgern dargestellt. Diese Form der Hohlprofilfachwerke wird für weitgespannte Tragwerke mit Stützweiten von über 50 m eingesetzt. Neben der Halbierung der Normalkraft für den druckbeanspruchten Fachwerkobergurt bewirken die zwei durch Füllstäbe miteinander verbundenen Druckgurte eine Erhöhung der seitlichen Stabilität. Dreigurtbinder sind torsionssteife räumliche Tragwerke, so dass häufig auf zusätzliche aussteifende Bauteile quer zur Binderachse verzichtet werden kann. Bei Dreigurtbindern aus Rechteckhohlprofilen gemäß Bild.68 ist zu beachten, dass Exzentrizitäten in den Anschlüssen oder Stabachsen kaum zu vermeiden sind.

81 110 Hallenbau Bild.67 Dreigurtbinder aus Rohrprofilen Bild.68 Dreigurtbinder aus Rechteckhohlprofilen

82 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen Auflagerpunkte Auflagerpunkte für Fachwerkträger auf eingespannten Stützen können als Obergurtoder Untergurtlagerung ausgeführt werden. Bild.69 zeigt die Untergurtlagerung eines Hohlprofilbinders auf einer Vollwandstütze. Die Verbindung von Fachwerkträger und Stütze erfolgt durch einen horizontalen Stirnplattenstoß, wodurch der Binder für die Montage sehr einfach auf dem Stützenkopf abgesetzt werden kann. Die Einleitung der Auflagerkraft wird durch beidseitig am Stützensteg angeschweißte Auflagersteifen sichergestellt. Problematisch bei der Untergurtlagerung ist die Möglichkeit des seitlichen Umkippens des Binders in der Lagerfuge. Um dieses Versagen auszuschließen und um die horizontalen Lasten aus der Dachscheibe in die Stützen und Vertikalverbände weiterzuleiten, ist eine vertikale aussteifende Verstrebung zwischen den einzelnen Binderachsen erforderlich. Diese im Bereich der Außenwände zwischen Binderobergurt und Stützenkopf angeordnete Aussteifung kann analog zu den in Abschnitt.10 erläuterten Dach- und Wandverbänden ausgeführt werden. Ein weiteres problematisches Detail bei der Untergurtlagerung ist der Anschluss der Wandverkleidung oberhalb des Stützenkopfes. Die unterschiedlichen Profilabmessungen von Stütze und Binderendpfosten müssen für Konstruktionen wie in Bild.69 durch breitere Wandriegel im Bereich der Binderhöhe ausgeglichen werden. Bild.69 Untergurtlagerung eines Fachwerkbinders

83 11 Hallenbau Bild.70 Obergurtlagerung eines Fachwerkbinders mit horizontaler Stirnplatte Bild.71 Obergurtlagerung eines Fachwerkbinders mit vertikaler Stirnplatte

84 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 113 Bild.7 Direkte Auflagerung eines Fachwerkbinderobergurtes Bild.70 verdeutlicht, wie die auftretenden Schwierigkeiten durch Obergurtlagerung des Fachwerkträgers aus Bild.69 vermieden werden können. Die Montagevorteile des horizontalen Stirnplattenstoßes können dabei erhalten bleiben. Dachscheibe und Lagerfuge befinden sich bei der Lagerkonstruktion gemäß Bild.70 nahezu in einer Höhe, wodurch die Kippstabilität des Binders entscheidend erhöht wird. Die dargestellte Verlängerung der Stütze über den Montagestoß hinaus bewirkt konstante Außenabmessungen des Tragwerkes, wodurch die Befestigung der Wandverkleidung erleichtert wird. Bild.71 zeigt eine alternative Möglichkeit der Obergurtlagerung mit vertikaler Stirnplatte. In diesem Fall erfolgt der Anschluss des Fachwerkbinders am Stützenflansch, wodurch ein Exzentrizitätsmoment im Montagestoß entsteht. Eine weitere übliche Lösung ist die in Bild.7 dargestellte direkte Auflagerung des Fachwerkbinderobergurtes auf der Stirnplatte der Stütze. Bei dieser Konstruktion ist eine Exzentrizität des Fachwerkbinderauflagers zur Stützenachse nicht zu vermeiden, so dass planmäßig Biegemomente in den Stützenkopf eingeleitet werden müssen. Im Rahmen der statischen Berechnung ist insbesondere zu prüfen, ob die Auflagerkraft bzw. Querkraft des Fachwerkbinders durch die Stegfläche des Obergurtprofiles im Bereich des exzentrischen Anschlusses übertragen werden kann.

85 114 Hallenbau Bild.73 Rahmenecke eines Rahmens mit Fachwerkbinder Wird eine Rahmenwirkung zwischen Fachwerkträger und Stützen gezielt zur Ableitung der Horizontalkräfte in Hallenquerrichtung herangezogen, so können Auflagerpunkte wie in Bild.73 als Rahmenecke konstruiert werden. Der Anschluss des Fachwerkträgers kann bei kleinen Trägerhöhen über eine große Stirnplatte und bei großen Trägerhöhen über zwei kleine Stirnplatten für Ober- und Untergurt erfolgen. Zur Einleitung der Gurtkräfte des Fachwerkträgers in den Stützenkopf sind horizontale Steifen in den Stützenprofilkammern erforderlich.

86 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen Montagestöße Fachwerkbinder mit Längen über 18 m können im Regelfall nicht als ein Bauteil transportiert werden. Der Zusammenbau vorgefertigter Binderteilstücke mit Einzelteillängen unter 18 m erfolgt am einfachsten auf der Baustelle mit geschraubten Montagestößen. In Bild.55 sind Beispiele für die Anordnung der Stoßstellen dargestellt. Die Stöße der durchlaufenden Gurtprofile können gemäß Bild.74 oder Bild.75 ausgebildet werden. Man kann dabei zwischen Laschen- und Stirnplattenstößen unterscheiden. Laschenstöße werden im Bereich der freien Stablänge von Zugstäben ausgeführt, da sie weniger Fertigungsaufwand verursachen als die in der Werkstatt angeschweißten Stirnplatten. Nachteilig ist aber das Handling auf der Baustelle mit der großen Anzahl von Kleinteilen aus Stoßmaterial und Schrauben. Die fehlende Gurtquerschnittsfläche wird im Bereich der Stoßstelle durch aufgesetzte Laschen kompensiert, wobei die Schrauben als Scher-Lochleibungsverbindung wirken. Für große Beanspruchungen werden beidseitig Laschen aufgesetzt. Die Schrauben sind dann zweischnittig beansprucht. Für kleinere zu übertragende Kräfte werden auch einseitige Laschen mit eischnittig beanspruchten Schrauben ausgeführt. Bild.74 Laschenstöße für Fachwerkgurte aus offenen Profilen

87 116 Hallenbau Ungünstiger als bei Laschenstößen ist die Kraftübertragung im Stirnplattenstoß von Zuggurten, da die entstehenden Zugkräfte in Schweißnähten und Schrauben nicht zentrisch zueinander angreifen können und damit eine zusätzliche Biegebeanspruchung der Stirnplatten verursacht wird. Stirnplattenstöße eignen sich besser für Druckgurte, weil bei der Kraftübertragung durch Kontaktpressung keine Exzentrizitäten auftreten. Bündige Stirnplatten werden deshalb häufig für Druckstäbe und Stäbe mit geringen Zugkräften verwendet. Bei großen Zugkräften sind in der Regel überstehende Stirnplatten erforderlich. Im Bereich der Fachwerkknoten werden fast ausschließlich Stirnplattenstöße ausgeführt, da sie weniger Raum beanspruchen als Laschenstöße und auch zwischen zwei Diagonalen angeordnet werden können, die in einem Knoten zusammentreffen. Bild.75 Stirnplattenstöße für Fachwerkgurte aus offenen Profilen Die in Bild.74 und Bild.75 gezeigten Montagestöße für offene Profile können in ähnlicher Form auch für Hohlprofile verwendet werden. In Bild.76 erkennt man, dass diese Stoßausbildungen ebenfalls in Laschen- und Stirnplattenstöße unterteilt werden können, wobei sich analog zu den offenen Profilen Stirnplattenstöße besser für die Druckgurte und Laschenstöße besser für die Zuggurte eignen. Alle in Bild.76 vorgestellten Alternativen eignen sich sowohl für Rohre als auch für Rechteckhohlprofile. Die Lösungen mit Scher-Lochleibungsverbindungen lassen verschiedene Ausführungen zu. Relativ kleine Kräfte können durch exzentrisch aufgeschweißte T-Stücke übertragen werden (Lösung b). Ist die Tragfähigkeit dieser Konstruktionsform mit den aus schweißtechnischer Sicht nach oben begrenzten Schweißnahtdicken nicht realisierbar, so bietet sich die Lösung mit exzentrisch eingeschlitzten Stabenden an (Lösung c). Bei dieser Konstruktion können wesentlich längere Schweißnähte zum Anschluss der Verbindungslasche ausgeführt werden. Aus Korrosionsschutzgründen ist jedoch häufig zusätzlich das Verschließen der Hohlprofilenden durch einen aufgeschweißten Deckel erforderlich. Für große Kräfte reicht die Tragfähigkeit der einschnittigen Schraubenverbindungen häufig nicht mehr aus, so dass dann zweischnittige Verbindungen mit zentrisch eingeschlitzten Hohlprofilenden, eingeschweißtem Verbindungsblech und beidseitig aufgesetzten Laschen ausgeführt werden (Lösung d).

88 .5 Fachwerkbinder und Fachwerkrahmen 117 Bild.76 Geschraubte Stöße für Fachwerkgurte aus Hohlprofilen

89 118 Hallenbau.6 Stützen.6.1 Querschnitte Bild.77 zeigt übliche Querschnitte für Stützen im Hallenbau. Allen dargestellten Stützentypen ist gemeinsam, dass für überwiegende Normalkraftbeanspruchung eine kompakte Querschnittsform und für zusätzliche große Biegebeanspruchung hohe Querschnitte mit einer ausgeprägten starken Achse gewählt werden können. Bild.77 Stützenquerschnitte Übliche Fertigungs- oder Lagerhallen mit Spannweiten der einzelnen Hallenschiffe unter 30 m werden häufig mit Stützen aus gewalzten I-Profilen errichtet. Für biegebeanspruchte Rahmenstützen und Giebelwandstützen mit Langlochanschluss unter Rahmenriegeln kommen vielfach IPE-Profile zum Einsatz, für überwiegend durch Normalkräfte belastete Innenstützen, angependelte Außenstützen und Giebelwandstützen unter Giebelbindern sind HEB- oder HEA-Profile wirtschaftlicher. Für Spannweiten über 30 m oder bei sehr hohen Hallen ist die Anordnung von Walzprofilen häufig ungünstig. Man geht bei solchen Hallen dazu über, die Stützen aus geschweißten I-Profilen herzustellen. Für Rahmensysteme werden dann vorwiegend Stützenquerschnitte mit linear veränderlicher Querschnittshöhe ausgeführt, wie sie in Abschnitt.4.1 für Vollwandrahmen vorgestellt werden. Besonders stark beanspruchte Stützen, die große Industriehallen mit schweren Kranbahnen in zwei Richtungen aussteifen, werden heute überwiegend als geschweißte Hohlkästen ausgeführt. Diese mit Schweißautomaten wirtschaftlich zu fertigenden

90 .6 Stützen 119 Konstruktionen wurden in der Vergangenheit meist mit mehrteiligen Stützen realisiert, welche in Rahmenstäbe und Gitterstäbe unterschieden werden können. Bild.78 zeigt einen Rahmenstab, bei dem zwei I-Profile mit Bindeblechen zu einem Querschnitt verschweißt sind. Für kleinere Lasten können neben I-Profilen auch U-Profile als Stützenquerschnitte verwendet werden. Geschraubte Anschlüsse der Bindebleche werden heute kaum noch ausgeführt. Biegebeanspruchungen der Stütze werden von Rahmenstäben wie bei einem Vierendeel-Träger abgetragen, Gitterstäbe verhalten sich wie Fachwerke. In Bild.79 ist eine typische Gitterstütze mit Füllstäben aus Winkelprofilen dargestellt. Bei großen Biegebeanspruchungen der Stütze können die relativ knickweichen Winkelstähle durch steifere U-Profile ersetzt werden. Besonders leichte Gitterstäbe erhält man für kleine Belastungen durch die Kombination von U-Profil-Gurten mit Winkelprofil-Füllstäben. Bild.78 Rahmenstütze Bild.79 Gitterstütze.6. Eingespannte Fußpunkte Bild.80 zeigt drei Konstruktionsvarianten zur Ausbildung biegesteif eingespannter Fußpunkte von Stahlstützen. Allen Konstruktionsvarianten ist gemeinsam, dass man durch die konstruktive Ausbildung versucht, den Hebelarm der inneren Kräfte zu vergrößern. Bei der Lösung in Bild.80a gelingt dies durch überstehende Fußplatten und außen liegende Zuganker. Wenn die Biegebeanspruchung größer wird, sollten die Zuganker weiter entfernt von der Stützenachse angeordnet werden. Zur Vermeidung zu dicker Fußplatten sind jedoch Steifen erforderlich, siehe auch Bild.8. Die konsequente Fortsetzung dieses Prinzips zeigt Bild.80b für sehr hohe Momentenbeanspruchungen. Dabei wird die Auflagerbasis durch eine Quertraverse (Träger) stark

91 10 Hallenbau vergrößert. Den Lösungen in Bild.80a und b ist gemeinsam, dass das Biegemoment durch ein vertikales Kräftepaar (Z, D) aufgenommen wird. Bild.80 Konstruktionsvarianten für biegesteif eingespannte Fußpunkte Für die statische Berechnung der Konstruktionsvarianten mit vertikalem Kräftepaar gemäß Bild.80a und b wird in DIN EN [4] ein einfaches Bemessungsmodell empfohlen, welches in Bild.81 dargestellt ist. Danach können prinzipiell die Kräfte D 1, D, Z 1 und Z auftreten und vier mögliche Fälle unterschieden werden. Jeweils zwei Kräfte sind gleich Null und die anderen können wie in Bild.81b angegeben berechnet werden. In der Praxis kommen häufig Fälle mit Druckbeanspruchung auf einer Seite und Zugbeanspruchung auf der anderen Seite vor. Bild.81 Zur Übertragung der Schnittgrößen N und M bei Stützenfüßen mit überstehenden Fußplatten nach DIN EN [4]

92 .6 Stützen 11 Wenn Fußplatten aufgrund hoher Biegebeanspruchungen sehr dick werden, kann die Plattendicke durch Aussteifungen reduziert werden. Sie müssen so angeordnet werden, dass sie Anteile der einzuleitenden Zug- bzw. Druckkräfte übernehmen. Bild.8 zeigt dazu einige ausgewählte Beispiele. Bild.8 Beispiele zur Aussteifung von Fußplatten Sofern es um Druckkräfte und Betonpressungen geht, sollte man sich stets an den mittragenden Flächen der Fußplatte orientieren, da mit den Steifen zusätzliche Flächen aktiviert werden müssen. Die Steifen in Bild.8a sind dazu nur beschränkt tauglich. Bei der Einleitung von Zugkräften aus den Zugankern können sie jedoch die Biegespannungen in der Platte deutlich reduzieren. Mit der Konstruktionsvariante in Bild.8b und Steifen in Verlängerung der Stützengurte kann eine breitere Fußplatte aktiviert werden. Diese Lösung ist z. B. auch dann sinnvoll, wenn zur Anordnung der Zuganker eine größere Plattenbreite benötigt wird. Bei Bild.8c und Bild.8f bestehen die Stützen aus Rohren. Außenliegende Steifen wie in Bild.8c dürfen nur geringe Druckkräfte übernehmen. Da sie außermittig angeordnet sind, besteht die Tendenz, dass das Rohr bereichsweise nach innen gedrückt wird. Sofern große Druckkräfte auftreten, wird das Rohr geschlitzt und die Steifen werden hindurchgeführt wie in Bild.8f. Bei eckigen Hohlprofilen werden die Steifen in den Ecken angeordnet (Bild.8d). Auf der Mitte der Wandungen sind sie fast wirkungslos, da sie, wie bereits erwähnt, die Bleche nach innen drücken. Bild.8e zeigt einen stark ausgesteiften Stützenfuß, bei dem große Zugkräfte aus den Ankern in die Stütze eingeleitet werden müssen. Eine gänzlich andere Konstruktionsvariante ist in Bild.80c dargestellt. Dabei wird das Biegemoment durch ein Köcherfundament und das horizontale Kräftepaar D H = M/h abgetragen, wobei die horizontalen Kräfte als Resultierende der Druckspannungen zwischen Stützenflanschen und Fundamentbeton entstehen, wenn die Stützen in den Fundamentkörper einbetoniert werden.

93 1 Hallenbau Die erforderliche Einspanntiefe der Stütze wird bestimmt durch das angreifende Moment, die zulässigen Betonpressungen und die Schubtragfähigkeit der Stahlstütze, die im Bereich der Einspannung durch große Querkräfte beansprucht wird, weil das Einspannmoment auf der Länge der Einspanntiefe von seinem Größtwert auf Null abgebaut wird. Die Rückverankerung der Horizontalkräfte im Fundamentkörper erfolgt durch Betonstahlzulagen, die analog zu der Bewehrung von Köcherfundamenten für Betonfertigteilstützen berechnet und konstruiert werden. Das Bild.83 zeigt die Fußeinspannung einer Stahlstütze in einem Köcher aus profiliertem Stahlblech. Die gerippte Oberfläche des als verlorene Schalung eingesetzten Stahlköchers bewirkt dabei eine statisch günstige Verzahnung des Vergussmörtels im Köcher mit dem umgebenden Fundamentbeton. Bild.83 Köcherfundament In Betonfundamente eingespannte Stahlstützen werden von Kindmann/Laumann [93] ausführlich untersucht und Bemessungshilfen zur Verfügung gestellt. Mithilfe von Tabelle.3 aus [93] können erforderliche Einspanntiefen für ausgewählte Schnittgrößenkombinationen unmittelbar durch Ablesen bestimmt werden.

94 .6 Stützen 13 Tabelle.3 Erforderlich Einspanntiefen in cm für ausgewählte Schnittgrößenkombinationen Nennhöhe Schnittgrößenkombination 1 Schnittgrößenkombination Schnittgrößenkombination 3 Schnittgrößenkombination 4 IPE HEA HEB HEM IPE HEA HEB HEM IPE HEA HE HEM IPE HEA HEB HEM Schnittgrößen an der Einspannstelle: Schnittgrößenkombinationen N E /N pl 0,10 0,10 N E A Steg f y,d 0,10 M y,e /M pl,y 1,00 0,85 = 0 0,70 V z,e /V pl,z 0,33 0,33 = 0 0,33 M z,e /M pl,z = 0 = 0 0,95 0,50 V y,e /V pl,y = 0 = 0 0,05 0,05 Voraussetzungen: Beton B 5 oder C 5/30 Walzprofil S 35 M = 1,1 Reibung d = 0,33 Verbundspannungen vb

95 14 Hallenbau.6.3 Gelenkige Fußpunkte Die in diesem Abschnitt vorgestellten Stützenfußkonstruktionen erfüllen folgende Anforderungen: Übertragung von Drucknormalkräften in die Fundamente Übertragung von Zugnormalkräften in die Fundamente Übertragung von Querkräften (Horizontalschub) in die Fundamente Toleranzausgleich in horizontaler Richtung Toleranzausgleich in vertikaler Richtung Entkoppelung der Baustellenarbeiten von Massivbau (Erstellung der Fundamente) und Stahlbau (Montage des Stahltragwerkes) Allen Fußpunkten gemeinsam ist die Abtragung von Drucknormalkräften aus der Stahlstütze über Kontaktpressung einer angeschweißten Fußplatte in das Fundament, siehe z. B. Bild.87. Die mitwirkenden Bereiche der Fußplatten müssen dabei die Aufstandsfläche der Stützen mindestens im Verhältnis der vorhandenen Stahlspannungen zu den Grenzspannungen der verwendeten Betongüte vergrößern. Die erforderliche Materialdicke der Fußplatten ergibt sich bei bündigen Fußplatten aus der Biegebeanspruchung der dreiseitig zwischen Stützensteg und den zwei angrenzenden Flanschhälften gespannten Platte, die von unten durch die Betonpressungen belastet wird (siehe Bild.84). Überstehende Fußplatten können mit dem äquivalenten T- Stummel-Modell gemäß DIN EN [4] bemessen werden (siehe Bild.85). Die Abtragung von Zugnormalkräften erfolgt bei den vorgestellten Fußpunktlösungen durch unterschiedliche Arten von Zugankern. Profilbündige Fußplatten Für Stützen mit profilbündigen Fußplatten wie in Bild.84a wird von einer gleichmäßigen Betonpressung unter der Fußplatte ausgegangen. Sie beträgt: c N l p bp (.1) und muss kleiner als die Grenzbetonpressung sein. Zur Überprüfung der Biegespannungen in der Fußplatte wird die Betonpressung als gleichmäßig verteilte Plattenbelastung aufgebracht und aufgrund der Durchbiegungen in Bild.84b von zwei dreiseitig gelagerten Platten ausgegangen. Dabei werden gelenkig gelagerte Ränder im Bereich der Profilgurte und ein eingespannter Rand am Profilsteg angenommen. Das betragsmäßig größte Biegemoment ist das Einspannmoment in der Mitte des Steges. Wenn man für die Plattenabmessungen auf der sicheren Seite h und b/ (Profilabmessungen) ansetzt, kann es wie folgt ermittelt werden: m c h b m (.) Der Beiwert m erfasst die Momentenbeanspruchung für verschiedene Breiten-/Längenverhältnisse. Er kann den Tabellen von Stiglat/Wippel in [151] oder für Stützen aus Walzprofilen Bild.84c entnommen werden. Als Grenzmoment wird grenz m f y, d d p 6 (.3) angesetzt.

96 .6 Stützen 15 Mit diesem Grenzmoment nach der Elastizitätstheorie ist dann der Nachweis m grenz m (.4) zu führen. Die beschriebene Nachweismethode kann auch zur Ermittlung der erforderlichen Fußplattendicke verwendet werden: d p h b 3 m c f y, d 1,73 m N f y, d (.5) a) Profilbündige Fußplatte b) Plattenbiegung c) Stützen aus Walzprofilen und Ermittlung des Einspannmomentes m = c h b/( m ) IPE-Profile HEA-, HEB- und HEM-Profile b/( h) 140 bis 600 0,6 bis 0, bis 300 0, ,44 0,38 0,33 0,30 0,7 0,5 m 9,0 bis 9,1 6,8 7,0 7, 7,6 8,1 8,6 9,0 Bild.84 Bemessung von Stützenfüßen mit profilbündigen Fußplatten

97 16 Hallenbau Überstehende Fußplatten Bei Stützen mit überstehenden Fußplatten werden die in Bild.85 skizzierten Aufstandsflächen als rechnerisch mittragend angenommen. Diese Flächen sollen für äquivalente T-Stummel gemäß DIN EN [4] ermittelt werden. Das Maß c ergibt sich aus der Einhaltung der Grenzbetonpressung und aus der Begrenzung der Biegebeanspruchung in der Fußplatte gemäß Bild.85c. Bild.85 Bemessung von Stützenfüßen mit überstehenden Fußplatten gemäß DIN EN [4] Für die Übertragung von Horizontalkräften zwischen Stützenfuß und Fundament bestehen drei Möglichkeiten: Reibung (siehe dazu DIN EN [4] Abschnitt 6..(6). Der Reibbeiwert zwischen Fußplatte und Mörtelschicht wird dort mit 0,0 angegeben.) Abscheren der Ankerschrauben (nur wenn das Lochspiel in der Fußplatte klein ist und damit einer SL-Verbindung entspricht) und Krafteinleitung parallel zur Oberfläche des Fundamentbetonkörpers über die Ankerschrauben als einbetonierte Bolzen Schubknaggen oder Kopfbolzendübel

98 .6 Stützen 17 Bei einer Beanspruchung der Ankerschrauben als einbetonierte Bolzen durch Querkräfte ist zu beachten, dass in der Regel auch Biegemomente auftreten, da die Querkräfte oberhalb des Betonkörpers in die Ankerschraube eingeleitet werden (siehe z. B. Bild.89). Die Ermittlung des auf die Ankerschraube wirkenden Momentes kann wie in Bild.86 für Dübel zur Verankerung im Beton erfolgen. Angaben zur Bemessung enthält Heft 346 des DAfStb. Bild.86 Hebelarme für biegebeanspruchte Dübel und einbetonierte Bolzen Stützen von Zweigelenkrahmen unterscheiden sich von Pendelstützen bezüglich der Fußpunkte dadurch, dass deutlich größere Horizontalkräfte in die Fundamente eingeleitet werden müssen, was sich in den ausgeführten Konstruktionen niederschlägt. Üblich sind Lösungen mit Kopfbolzendübeln oder mit einer unter die Fußplatte geschweißten Schubknagge aus einem Walzprofilstummel, der als kurzer Kragträger horizontale Druckspannungen auf den Fundamentbeton überträgt. Bezüglich des vertikalen Toleranzausgleichs zwischen Betonbau und Stahlbau können zwei verschiedene Lösungsmöglichkeiten unterschieden werden: Vergussfuge und Futterbleche. Die erste Möglichkeit erfordert das Ausrichten der Stütze auf untergelegten Keilen oder Stellmuttern unter der Fußplatte. In einem zweiten Arbeitsschritt wird dann der Spalt zwischen Fußplatte und Fundament mit schwindarmem Vergussmörtel ausgefüllt und nach dessen Erhärten die Keile wieder entfernt. Die zweite Möglichkeit erfordert den Einbau von Verlegeschablonen vor dem Betonieren der Fundamente. Auf diesen Stahlplatten können die Fußplatten der Stahlstützen dann durch Zwischenschaltung von Futterblechen millimetergenau in der Höhe ausgerichtet werden. Bezüglich des horizontalen Toleranzausgleichs zwischen den Verankerungselementen und der Sollage der Stützenfüße können ebenfalls zwei grundsätzliche Lösungsansätze unterschieden werden: Im Montagezustand verschiebliche Verankerungselemente und feste Verankerungselemente mit Verschieblichkeit zwischen Ankerkopf und Fußplatte. Die erste Lösung besteht in einer Fixierung der Verankerungselemente durch Vergussmörtel, Reaktionsharz oder Baustellenschweißung im Nachlauf zur Montage der Stützen. Die zweite Lösung mit fest einbetonierten Verankerungselementen erfordert große Löcher in den Stützenfußplatten zur Durchführung der Anker und große Futterscheiben zur Überbrückung des Lochspiels. Diese Anker eignen sich nur dann zur

99 18 Hallenbau Übertragung von Horizontalkräften durch Abscheren, wenn die Futterscheiben nach der Montage der Stützen mit den Fußplatten verschweißt werden. Unterschiedliche Möglichkeiten zur Verankerung der abhebenden Auflagerkräfte und zur Übertragung kleiner und großer Horizontalschubkräfte in die Fundamente sind in Bild.87 bis Bild.98 dargestellt. Einen Überblick über die verschiedenen Varianten gibt Tabelle.4. Tabelle.4 Horizontalschubübertragung, horizontaler und vertikaler Toleranzausgleich zwischen Stützenfuß und Fundament bei verschiedenen Fußpunktlösungen Fußpunktlösung gemäß Bild Nr. Horizontalschubübertragung Toleranzausgleich horizontal Toleranzausgleich vertikal Bild.87 Verbundanker Verbundanker nachträgliches Setzen der Verbundanker Vergussfuge Bild.89 Einbetonierte Ankerschrauben mit Verlegeschablone Bild.90 Einbetonierte Ankerschrauben mit Schubwinkel Bild.91 Einbetonierte Ankerschrauben mit Traverse angeschweißte Futterscheiben und Ankerschrauben als Bolzen angeschweißte Futterscheiben und Schubwinkel Schubknagge große Ankerlöcher in der Fußplatte und Futterscheiben Bild.9 Ankerschrauben mit Traverse im Ankerkanal Bild.93 Ankerschrauben in gewellten Hüllrohren Ankerschrauben als Bolzen verschiebliche Ankerschrauben und nachträglicher Verguss Bild.94 Ankerschrauben in Hüllrohren mit überstehenden, einbetonierten Ankerscheiben Bild.95 Anschweißplatte mit eingeschweißten Gewindebolzen Bild.96 Anschweißplatte mit aufgeschweißten Gewindebolzen und Schublaschen Schubknagge Gewindebolzen und Ankerschlaufen als Bolzen Schublaschen und Kopfbolzendübel Baustellenschweißnaht zwischen Verlegeschablone und Anschweißplatte Futterbleche

100 .6 Stützen 19 In Bild.87 ist eine sehr montagefreundliche Fußpunktlösung unter Verwendung von Verbundankern dargestellt. Die Stützen können dabei an beliebiger Stelle auf den vorgefertigten Fundamenten verankert werden, indem durch die Öffnungen in der Fußplatte Ankerlöcher gebohrt, eine mit Reaktionsharz gefüllte Mörtelpatrone eingesetzt und dann die Ankerstäbe eingetrieben werden, wodurch die Patronen aufbrechen und die zwei Komponenten des Reaktionsharzes freisetzen. Nach dem Aushärten der Ankerkörper und dem Verguss der Fuge zwischen Stützenfußplatte und Fundamentbeton mit schwindarmem Zementmörtel kann die Verschraubung der Stützenfüße angezogen werden. Verbundanker können nur relativ geringe Kräfte, diese jedoch gleichermaßen gut in Achsrichtung und senkrecht dazu, übertragen. Zulässige Belastungen, Mindestrandabstände und Mindestankerabstände bei Ankergruppen sind den herstellergebundenen bauaufsichtlichen Zulassungen zu entnehmen. Fußpunktlösungen mit Verbundankern werden im Hallenbau überwiegend bei Giebelwandstützen ausgeführt (häufig M16). Die bei Stützen von Zweigelenkrahmen auftretenden großen Horizontalkräfte können meist nicht durch Verbundanker übertragen werden. Bild.87 Stützenfuß mit Verbundankern

101 130 Hallenbau Die Tragfähigkeit von Verbundankern ist in bauaufsichtlichen Zulassungen geregelt. Da die Berechnungen aufwändig sind, werden von den Herstellern der Verbundanker Bemessungshilfen und Bemessungssoftware zur Verfügung gestellt, die aufgrund der Vielfalt hier nur beispielhaft vorgestellt werden können. Als grundlegende Information sind in Tabelle.5 maximale Zug- und Querlasten für ausgewählte Anwendungsfälle zusammengestellt. Tabelle.5 Grenzlasten von Ankerplatten mit Verbundankern in gerissenem und ungerissenem Beton Anordnung Typ Ankerbezeichnung Rand- und Achsabstände c 1 [mm] c [mm] s 1 [mm] s [mm] Zuglast N R,d [kn] Querlast V R,d [kn] M ,0 19,1 15 M ,8 16, M ,3 8, M , 1, 170 M ,9 19,1 170 M ,8 35, 3 15 M ,1 0, M ,0 6,8 0 M ,0 38, M ,5 44, M ,4 49,3 3 0 M ,7 91,4 Anmerkungen: Beton mindestens C 0/5 Die Werte von N R,d und V R,d gelten jeweils für die alleinige Wirkung einer Schnittgröße.

102 .6 Stützen 131 Die verwendeten Dübel sind UMW multicone Verbundanker der Fa. Fischer. Die in Tabelle.5 angegebenen Beanspruchbarkeiten wurden mit dem Programm CompuFix 8.0 der Fa. Fischer ermittelt und sind Bemessungswerte der Beanspruchbarkeiten im Sinne des EC3. Grundlage ist die allgemeine bauaufsichtliche Zulassung Z des DIBt vom für Verankerungen in gerissenem und ungerissenem Beton bei vorwiegend ruhender Beanspruchung. Für Verankerungen bei vorwiegend nicht ruhender Belastung können Upat UMV multicone dynamic Verbundanker verwendet werden (Zulassung Z ). Bei der Bezeichnung der Anker in Tabelle.5 kennzeichnet die erste Zahl die effektive Verankerungstiefe und die Zahl nach dem Buchstaben M den Gewindedurchmesser. Es wird hier nur eine kleine Auswahl an Tragfähigkeitswerten wiedergegeben. Dies zeigt sich auch in der Beschränkung auf die Betonfestigkeitsklasse C 0/5. Bei gemeinsamer Wirkung von Zug- und Querlasten ist zusätzlich die Interaktionsbedingung N N R, d V VR, d 1, (.6) einzuhalten. N und V sind dabei Bemessungswerte der Einwirkungen im Sinne von EC3. Die Definition der Rand- und Achsabstände kann Bild.88 entnommen werden. Bild.88 Achs- und Randabstände von Dübeln und Verbundankern

103 13 Hallenbau Bild.89 zeigt eine Lösung mit einbetonierten Ankerschrauben. Die beiden Anker weisen umgebogene Enden auf, um den Ausziehwiderstand zu erhöhen und sind im Kopfbereich durch eine Verlegeschablone fixiert, damit sie während des Betoniervorgangs nicht verrutschen. Die Höhenjustierung der Stütze kann bei dieser Konstruktion sehr einfach ohne Keile durch die Muttern unter der Stützenfußplatte erfolgen. Die horizontale Ausrichtung wird mit großen Ankerlöchern in der Fußplatte und zugehörigen Futterscheiben realisiert. Größere Horizontalkräfte können nur übertragen werden, wenn die Futterscheiben zur Überbrückung des Lochspieles mit der Fußplatte verschweißt werden, da dann die Ankerschrauben als einbetonierte Bolzen beanspruchbar sind. Bild.89 Stützenfuß mit einbetonierten Ankerschrauben und Verlegeschablone

104 .6 Stützen 133 Mit den in Bild.90 dargestellten Varianten zur Fußpunktlösung in Bild.89 können die übertragbaren Horizontalkräfte vergrößert werden. Dafür werden die Ankerschrauben mit einem Schubwinkel (anstelle der Verlegeschablone) verschweißt. Die Horizontalkräfte werden dann über den Winkel in den Fundamentbeton eingeleitet und nicht über die Ankerschrauben als einbetonierte Bolzen. Bezüglich der Anordnung können Lösungen mit horizontalem Winkel (Bild.90a) und Lösungen mit vertikalem Winkel (Bild.90b) unterschieden werden. Bild.90 Ankerschrauben mit Schubwinkel

105 134 Hallenbau Eine Standardlösung ist in Bild.91 dargestellt. Die beiden einbetonierten Ankerschrauben sind an ihren Enden zur Erhöhung des Ausziehwiderstandes und zur gegenseitigen Lagesicherung mit einer Winkelstahltraverse verschweißt. Für Schrauben, an denen Schweißarbeiten durchgeführt werden, dürfen keine Schraubenwerkstoffe 4.6, 5.6, 8.8 und 10.9 verwendet werden, sondern nur Gewindebolzen aus Baustahl, der einen niedrigeren Kohlenstoffgehalt aufweist als die Schraubenwerkstoffe. Da die Anker zum Zeitpunkt der Stützenmontage bereits unbeweglich einbetoniert sind, müssen in der Stützenfußplatte große Löcher vorgesehen und mit Futterscheiben überbrückt werden, um die Stütze horizontal exakt ausrichten zu können. Im Gegensatz zur Fußkonstruktion in Bild.89 kann bei dieser auch für Stützen von Zweigelenkrahmen geeigneten Lösung keine Verlegeschablone zur Fixierung der Ankerköpfe eingebaut werden, da diese räumlich mit der für die Schubknagge erforderlichen Aussparung im Fundament kollidieren würde. Bild.91 Stützenfuß mit einbetonierten Ankerschrauben, Winkelstahltraverse und Schubknagge

106 .6 Stützen 135 Bild.9 zeigt eine in der Vergangenheit häufig ausgeführte Konstruktionsform mit Ankerkanal. Bei dieser Lösung werden die Ankerschrauben an ihren Enden umgebogen und unter einbetonierten Rund-, Flach- oder Winkelstahltraversen eingehakt. Nach dem Ausrichten der Stütze auf Keilen wird der Ankerkanal über eine angeschrägte Seitenwand mit Zementmörtel vergossen. Da aber das Ein- und Ausschalen der Aussparung im Fundament mit der zusätzlich gegebenen Durchdringung von Schalhaut und Stahltraverse einen unverhältnismäßig großen Arbeitsaufwand verursacht, werden heute überwiegend andere Stützenfußkonstruktionen gewählt. Bild.9 Stützenfuß mit Ankerkanal und Schubknagge

107 136 Hallenbau In Bild.93 ist eine betonbaugerechte Variante der Stützenfußverankerung dargestellt. Dabei sind lediglich gewellte Hüllrohre vor dem Betonieren der Fundamente einzubauen. Die Stahlbaufirma kann dann für die Stützenmontage Ankerschrauben in die senkrechten Aussparungen einstellen, horizontal und vertikal ausrichten und schließlich die Hüllrohre zusammen mit der Mörtelfuge für die exakte vertikale Positionierung der Stütze verpressen. Durch die gewellten Hüllrohre entsteht ein guter Verbund zwischen Füllbeton und Fundament, so dass die Ankerkräfte durch die Verbundspannung der Ankerschäfte begrenzt werden. Dieser Stützenfußtyp kann durch Anschweißen einer Schubknagge auch zur Übertragung größerer Horizontalkräfte ertüchtigt werden und ist dann auch für Stützen von Zweigelenkrahmen geeignet. Bild.93 Stützenfuß mit Ankerschrauben in gewellten Hüllrohren

108 .6 Stützen 137 Bild.94 zeigt die in Großbritannien übliche Lösung zur Verankerung gelenkig gelagerter Stahlstützen. Bei dieser ebenfalls betonbaugerechten Variante werden Ankerschrauben in Kunststoffhüllrohren mit Ankerscheiben an den Enden einbetoniert. Die horizontale Verschieblichkeit der Stütze während des Montagevorganges ist durch den Bewegungsspielraum der Ankerschrauben innerhalb der Hüllrohre gegeben. Nach dem Ausrichten der Stütze wird die durch Unterkeilung geschaffene Fuge zwischen Fußplatte und Fundamentoberkante zusammen mit den Ankerhüllrohren vergossen. Reicht die über die Hüllrohrquerschnitte hinausragende Fläche der Ankerscheiben nicht aus, um die Ankerzugkräfte in die Fundamente einzuleiten, so können alternativ auch die in Bild.93 dargestellten gewellten Hüllrohre verwendet werden, die eine zusätzliche Verzahnung des Vergussmörtels mit dem Fundamentbeton im Bereich des Ankerschaftes bewirken. Bild.94 Stützenfuß mit Ankerschrauben in Hüllrohren und überstehenden, einbetonierten Ankerscheiben

109 138 Hallenbau Bild.95 zeigt eine Konstruktion mit Futterblechen für den vertikalen Toleranzausgleich. Vor dem Betonieren der Fundamente werden dafür Verlegeschablonen mit angeschweißten Rundstahlankerschlaufen und durchgesteckten Bewehrungsstäben eingebaut. Die exakte horizontale Ausrichtung der Stützen erfolgt durch Stahlplatten, die auf der Baustelle eingemessen und mit den Verlegeschablonen verschweißt werden. In diese Stahlplatten sind kurze, normalfeste Gewindebolzen aus Baustahl eingeschweißt, mit denen die Stützenfußplatten unter Zwischenschaltung von Futterblechen verschraubt werden können. Schraubenwerkstoffe sind aufgrund des hohen Kohlenstoffgehaltes nicht schweißbar und können für die Gewindebolzen nicht verwendet werden. Ein großer Montagevorteil dieser Lösung liegt darin, dass zur exakten Positionierung der Stützen nur die handlichen Anschweißplatten eingemessen werden müssen und dadurch Schweißpersonal und Montagekran unabhängig voneinander auf der Baustelle arbeiten können. Größere Horizontalkräfte können von dieser Stützenfußkonstruktion übertragen werden, wenn zusätzlich Schubknaggen oder Kopfbolzendübel vor dem Einbetonieren unter die Verlegeschablone geschweißt werden. Bild.95 Stützenfuß mit Verlegeschablone und Anschweißplatte mit eingeschweißten Gewindebolzen

110 .6 Stützen 139 In Bild.96 ist eine weitere Konstruktion mit Futterblechen für den vertikalen Toleranzausgleich dargestellt. Vor dem Betonieren der Fundamente werden dafür Verlegeschablonen mit angeschweißten Kopfbolzendübeln eingebaut, welche die Horizontalkräfte am Stützenfuß in den Fundamentbeton einleiten. Diese Stützenfußvariante unterscheidet sich von der Lösung in Bild.95 nicht nur durch die Kopfbolzendübel, sondern auch dadurch, dass die Gewindebolzen aus Baustahl im Bolzenschweißverfahren auf die Anschweißplatte aufgeschweißt sind und die Horizontalkräfte die Gewindebolzen nicht auf Abscheren beanspruchen, da seitlich Schublaschen zwischen Verlegeschablone und Stützenfußplatte angeschweißt werden. Bild.96 Stützenfuß mit Verlegeschablone, Anschweißplatte mit aufgeschweißten Gewindebolzen und Schublaschen

111 140 Hallenbau.6.4 Fundamente Hallenwände und Außenstützen werden in der Regel auf Streifenfundamenten aufgelagert. Besonders stark belastete Stützen, wie sie bei Riegelstützweiten über 0 m vorkommen, erfordern oft eine lokale Verbreiterung der Streifenfundamente im Bereich der Stützen. Bild.97 zeigt ein durchlaufendes Streifenfundament, Bild.98 die lokal verbreiterte Variante mit Einzelfundamenten unter den Stützen, wobei die Bewehrung des Einzelfundamentes nicht dargestellt ist. Die Höhe der Fundamente ergibt sich durch die Forderung nach frostfreier Gründung üblicherweise zu mindestens 80 cm. Die Breite ist abhängig von den Auflasten und den zulässigen Bodenpressungen, welche häufig über 00 kn/m liegen. Reicht die in der Sohlfuge der Fundamente über Reibung aktivierte Horizontalkomponente der Auflast nicht aus, um dem Horizontalschub der Stützenfüße mit ausreichendem Sicherheitsabstand das Gleichgewicht zu halten, so kann eine Rückverankerung in der Bodenplatte der Halle mit horizontal angeordneten Zugschlaufen aus Bewehrungsstahl erfolgen. Bei der Lösung gemäß Bild.97 wird die Horizontalkraft am Stützenfuß über die Schubknagge und die Zugschlaufe in die bewehrte Sohlplatte eingeleitet und mit der Horizontalkraft an der anderen Seite der Halle kurzgeschlossen. Bei der Lösung gemäß Bild.98 ist keine Schubknagge erforderlich, da die Horizontalkraft über Kontaktpressung des einbetonierten Stützenfußes in das Fundament eingeleitet wird. Statisch günstig ist ein breites Fundament mit exzentrisch nach innen angeordneter Stütze. Die Resultierende aus Vertikal- und Horizontallast in der Sohlfuge des Fundamentes greift dann ungefähr in Fundamentmitte an, was günstig für den Nachweis der Bodenpressungen ist. Zu beachten ist jedoch, dass an der Stützenaußenseite verbreiterte Fundamente bei Grenzbebauung häufig nicht möglich sind. Wandverkleidungen aus Stahltrapezprofilen können, wie in Bild.97 gezeigt, an den Wandriegeln aufgehängt oder auf den Fundamenten aufgeständert werden. In der Regel erfolgt eine Aufhängung der Trapezprofile, um Korrosion an den Stirnflächen zu vermeiden. Häufig wird dabei der Sockelbereich der Wandverkleidung in Mauerwerk ausgeführt, um die Konstruktion unempfindlicher gegen horizontale Stoßlasten zu machen. Wandplatten aus Porenbeton werden zumeist, wie in Bild.98 gezeigt, auf den Streifenfundamenten aufgelagert. Die Lagerfuge der Porenbetonwand wird dabei bewusst höher als die Lagerfuge des Stützenfußes angeordnet, wodurch eine ebenfalls stoßunempfindliche Wandkonstruktion aus Stahlbeton im Sockelbereich realisiert wird.

112 .6 Stützen 141 Bild.97 Streifenfundament mit aufgesetztem Stützenfuß

113 14 Hallenbau Bild.98 Einzelfundament mit eingelassenem Stützenfuß

114 .7 Wandverkleidung Wandverkleidung.7.1 Übersicht Für die Wandverkleidung werden im Stahlhallenbau eine Vielzahl von Materialien und Querschnitten verwendet. Tragende Teile des Wandquerschnitts können aus Stahltrapezprofilen, Stahlkassettenprofilen, Porenbeton- und Bimsbetonplatten oder Mauerwerk bestehen. Wärmedämmende Schichten des Wandquerschnitts werden mit Mineralfasermatten oder Kunststoffhartschäumen realisiert. Tabelle.6 gibt einen Überblick über häufig ausgeführte Wandverkleidungen im Stahlhallenbau. Tabelle.6 Übliche Wandverkleidungen im Stahlhallenbau Wandverkleidung Bemessung übliche Stützweite Faserzementwellplatten DIN EN 494 und Zulassung 1,1 bis,4 m zwischen Wandriegeln Trapezprofile DIN und EC3 Teil bis 5 m Sandwichelemente Zulassung zwischen Wandriegeln Kassettenprofile Zulassung und EC3 Teil 1-3 Porenbetonplatten DIN 43 und Zulassung 5 bis 7 m zwischen Stützen Bimsbetonplatten DIN 408 und DIN 419 Mauerwerk DIN 1053 Zulässige Ausfachungsfläche von nichttragenden Außenwänden ohne rechnerischen Nachweis nach Tab. 9 der DIN 1053, Teil 1 (11.96).7. Trapezprofile Bild.99 zeigt eine einschalige, ungedämmte Trapezprofilwand aus vertikal zwischen Wandriegeln gespannten Trapezprofilen, welche für unbeheizte Lagerhallen verwendet werden können. Gedämmte Wandquerschnitte mit tragenden Schalen aus Stahlblech für beheizte Hallen sind in Bild.100 bis Bild.104 dargestellt. Verschiedene übliche Querschnitte für die Wandriegel und deren Befestigung an den Hallenstützen werden in Abschnitt.8 Wandriegel vorgestellt.

115 144 Hallenbau Bild.99 Einschalige, ungedämmte Trapezprofilwand Ein Beispiel für eine zweischalige, wärmegedämmte Trapezprofilwand, die auf der Baustelle in drei Schichten montiert werden muss, gibt Bild.100. Innen- und Außenschale bestehen jeweils aus vertikal gespannten Trapezprofilen, welche durch Z- förmige Distanzprofile und einen thermischen Trennstreifen verbunden sind. Dazwischen werden Dämmstoffmatten aus Mineralfasern eingeschoben. Die Befestigung der Trapezprofile erfolgt analog zur Montage der Dachquerschnitte aus Stahltrapezprofilen an den Distanzprofilen mit selbstbohrenden Schrauben und an der Unterkonstruktion aus Wandriegeln mit Setzbolzen, siehe Bild.16 und Bild.17. Bild.100 Zweischalige, wärmegedämmte Trapezprofilwand

116 .7 Wandverkleidung Kassettenprofile Eine häufig ausgeführte Alternative zum zweischaligen, wärmegedämmten Querschnitt aus Bild.100 ist in Bild.101 dargestellt. Bei dieser Konstruktion entfallen sowohl Distanzprofile als auch Wandriegel, da als Innenschale sogenannte Stahlkassettenprofile horizontal von Stütze zu Stütze gespannt werden. Die Befestigung der vertikal gespannten Außenschale aus Stahltrapezprofilen erfolgt an den Obergurten der Kassettenprofile. Die Dämmung kann in Form von Mineralfasermatten zwischen die Stege der Kassettenprofile geschoben werden. Weitere Informationen zum bauphysikalischen Verhalten einschließlich Brandschutz und zu Verbindungen von Stahlkassettenwänden findet man in [81]. Bild.101 Kassettenwand

117 146 Hallenbau Tabelle.7 Belastungstabelle FischerKASETTE FI 100/600 Winddruck [

118 .7 Wandverkleidung 147 Tabelle.8 Belastungstabelle FischerKASETTE FI 100/600 Windsog [

119 148 Hallenbau.7.4 Sandwich-Querschnitte Analog zu den Sandwich-Elementen für die Dacheindeckung von Stahlhallen sind auch Sandwich-Elemente für Wandkonstruktionen im Handel erhältlich. Sie bestehen wie die zugehörigen Dachquerschnitte aus zwei Stahlblechschalen, die schubfest mit einer Kerndämmung aus Polyurethanhartschaum verbunden sind. Durch die schubfeste Verbindung der Innen- und Außenschale besitzen die montagefertigen Wandtafeln eine große Steifigkeit, so dass sie im Vergleich zu zweischaligen Stahltrapezprofilwänden mit einer deutlich niedrigeren Profilhöhe der einzelnen Stahlblechschalen auskommen. Querschnitte wie in Bild.10 sind deshalb nicht nur raumsparender, sie weisen auch eine glattere Oberfläche auf, wodurch sie eine andere architektonische Wirkung als Wände aus Stahltrapezprofilen haben. Bild.10 Wand aus Sandwich-Elementen Tabelle.9 Belastungstabelle FischerTHERM LL 80 0,55/0,50 Winddruck [

120 .7 Wandverkleidung 149 Tabelle.30 Belastungstabelle FischerTHERM LL 80 0,55/0,50 Windsog [ Mauerwerk Eine klassische Alternative zu Bauteilen aus Stahlblech ist die Ausfachung der Hallenwände zwischen den Stützenachsen in Mauerwerk. Hierbei können alle aus dem Mauerwerksbau bekannten Wandquerschnitte in Abhängigkeit von bauphysikalischen und optischen Anforderungen ausgeführt werden. Gemeinsam ist allen Wandquerschnitten einschalig, zweischalig, gedämmt, ungedämmt, mit und ohne Luftschicht, dass die Verarbeitung der kleinformatigen Mauersteine höhere Lohnkosten und längere Bauzeiten verursacht. Für den Anschluss der gemauerten Wände an die Stahlstützen werden häufig die beiden in Bild.103 gezeigten Lösungen ausgeführt. Die Übertragung der Windkräfte von den ausfachenden Außenwänden auf die Stahlstützen erfolgt entweder durch Ausmauerung der Stützenprofilkammern oder durch Anordnung spezieller Mauerwerksanker. Diese Anschlusstechnik besteht aus Ankerblechen, die in der Mörtelfuge zwischen zwei Steinschichten verlegt werden und mit ihren Enden vertikal beweglich in eine lotrecht an den Stahlstützensteg angeschweißte Ankerschiene eingreifen. Der vertikale Abstand der Ankerbleche untereinander beträgt dabei je nach Mauerwerksart 50 bis 400 mm.

121 150 Hallenbau Bild.103 Anschluss ausfachender Mauerwerkswände.7.6 Porenbetonplatten Erfolgt die Wandverkleidung einer Stahlhalle mit Porenbetonwandplatten, so werden diese in der Regel, wie in Bild.104 gezeigt, vor den Stützen angebracht. Die Anordnung der Wandplatten zwischen den Stahlstützen analog zu Bild.103 ist zwar möglich, montagetechnisch aber ungünstig, da die großformatigen Porenbetonplatten sich nur schwer in die Stützenprofilkammern einfädeln lassen und zu ihrer Lagesicherung zusätzliche, auf der Innenseite mit dem Stützensteg verschweißte, vertikale Haltewinkel notwendig sind. Die horizontalen Fugen zwischen den aufeinandergesetzten Wandplatten sind häufig mit Nut und Feder ausgebildet. Tabelle.31 zeigt auch alternative Ausführungsformen. Im Bereich der Stahlstützen werden in diesen Fugen Nagellaschen angeordnet, die in vertikal mit dem Stützenflansch verschweißte Ankerschienen eingreifen. Werden einzelne Porenbetonplatten über Fenster- oder Toröffnungen als Sturzwandscheiben bemessen und bewehrt, so erfolgt ihre Auflagerung auf angeschweißten Winkelkonsolen. Ein Abrutschen der Wandplatten von den Konsolen wird durch Nägel verhindert, welche von unten durch Bohrungen in den Stahlwinkeln in den Porenbeton eingetrieben werden können. Eine Vielzahl von weiteren Detaillösungen, z. B. für die Verankerung von Wandplatten im Attika- oder Eckbereich, findet man im Porenbeton-Handbuch [78].

122 .7 Wandverkleidung 151 Tabelle.31 Abmessungen und Fugenausbildung von Porenbetonwandplatten aus [78] Bild.104 Anschluss von Porenbetonwandplatten

123 15 Hallenbau.8 Wandriegel Wandriegel sind horizontal zwischen den Außenstützen einer Halle gespannte Biegeträger, welche die Auflager für vertikal gespannte Wandverkleidungen bilden. Die Wandriegelabstände richten sich nach den zulässigen Stützweiten der verwendeten Wandverkleidungen unter Windlast und nach eventuellen Fenster- oder Toröffnungen. Für die häufig vorkommenden Traufhöhen bis zu 8 m wird meist eine Wandriegelanordnung wie in Bild.5 mit drei Lagen (am Fußpunkt, an der Traufe und in halber Traufhöhe) gewählt. Damit die Wandriegel keine zweiachsige Biegung aus dem Eigengewicht der Wandverkleidung erhalten, können Trapezprofile auf Streifenfundamenten auch aufgeständert werden. Aufgrund von Korrosionsproblemen an den Stirnflächen der Trapezprofile im Kontaktbereich mit dem Fundamentbeton ist diese Lösung eher selten. Als Verbindungsmittel zum Anschluss der Wandriegel an die Stützen werden für Walzprofilwandriegel Stahlbauschrauben und für Kaltprofilwandriegel Setzbolzen oder gewindefurchende Schrauben gemäß Bild.17 verwendet. Bild.105 zeigt typische Wandriegelquerschnitte und deren Befestigung an den Hallenaußenstützen. Eine klassische Lösung stellen mit dem Stützenflansch verschraubte U-Profile dar (Bild.105a). Die geneigten inneren Flanschflächen der U-Profile erfordern Keilscheiben zur korrekten Montage der Schrauben, günstiger ist deswegen die Verwendung der modernen UPE- oder UAP-Profilreihen mit parallelen Flanschen. Kann oder soll die Wandverkleidung aus Stahltrapezprofilen nicht aufgeständert werden, so werden häufig quadratische Hohlprofile mit zwei gleich starken Hauptachsen gewählt (Bild.105b). Die Verschraubung der Hohlprofile mit den Stützen erfordert dann Löcher auf der Außenseite der Wandriegel, um die Zugänglichkeit der Schrauben zu gewährleisten. Alternative Wandriegelausführungen können mit einer Vielzahl von dünnwandigen, C-förmigen Kaltprofilen realisiert werden, deren Bemessung in DASt-Richtlinie 016 (06.88) und DIN EN EC3 Teil 1-3: Ergänzende Regeln für kaltgeformte dünnwandige Bauteile und Bleche [4] geregelt ist (Bild.105c und Bild.105d). Die Hersteller solcher Profile stellen dem Tragwerksplaner in der Regel Tragfähigkeitstabellen für die von ihnen gekanteten Querschnittstypen zur Verfügung. Tabelle.3 und Tabelle.33 zeigen beispielhaft die Tragfähigkeitstabellen für Kaltprofil C-Riegel der Firma SCHRAG. Hohe, schlanke Querschnitte, wie die in Bild.105d gezeigte Variante, können häufig nicht ihr Eigengewicht ohne unakzeptablen Durchhang abtragen, so dass zusätzliche Abhängungen aus Rundstählen in den Drittelspunkten der Wandriegel angeordnet werden. Diese Lösung, die vor allem in Großbritannien sehr verbreitet ist, entspricht prinzipiell der Pfettenverhängung zur Aufnahme des Dachschubes (siehe dazu auch Abschnitt.3.5). Wandriegel können nicht nur vor, sondern auch zwischen den Stützen bündig mit den Außenflanschen angeordnet werden. Beispiele für die bündige Ausführung sind in Bild.106 dargestellt. Die Auflagerung der Wandriegel erfolgt dabei auf Winkeln oder angeschweißten Blechstreifen. Ragen die so geschaffenen Konsolen nicht über die Stützenflanschbreite hinaus, müssen die Wandriegelquerschnitte einseitig ausgeklinkt werden, um dem Stützenflansch den erforderlichen Platz zu geben.

124 .8 Wandriegel 153 Bild.105 Wandriegelanschlüsse vor den Außenstützen

125 154 Hallenbau Bild.106 Wandriegelanschlüsse zwischen den Außenstützen

126 .8 Wandriegel 155 Tabelle.3 Geometrie Kaltprofil C-Riegel Firma SCHRAG [

127 156 Hallenbau Tabelle.33 Belastungstabelle Kaltprofil C-Riegel Firma SCHRAG [

128 .9 Giebelwandstützen Giebelwandstützen Giebelwände müssen Lasten sowohl in Hallenquerrichtung als auch in Hallenlängsrichtung abtragen können. In Hallenquerrichtung wirken sie quasi als Tragwerksscheibe. In Hallenlängsrichtung wirken sie als trägerrostartige Platte, gebildet aus Wandverkleidung, Wandriegeln und Giebelwandstützen. Dieses Tragverhalten wird durch Bild.6 und Bild.7 illustriert. Giebelwandscheiben haben nur die halbe Einflussfläche für Lasten in Hallenquerrichtung im Vergleich zu den Rahmen in den übrigen Querachsen. Diese meist als Zweigelenkrahmen ausgeführten Systeme sind für die Giebelwandscheiben deshalb überbemessen und werden dort nur angeordnet, wenn die Halle eventuell zu einem späteren Zeitpunkt in ihrer Längsachse erweitert werden soll. Bei einer solchen in Bild.107 dargestellten Ausführung der Giebelwandscheibe dienen die Giebelwandstützen ausschließlich zur Abtragung von Windlasten in Hallenlängsrichtung. Um eine Belastung der Giebelwandstützen durch den Rahmenriegel auszuschließen, müssen ihre Kopfpunktanschlüsse deshalb mit Langlöchern als Normalkraftgelenke ausgebildet werden. Aufgrund der überwiegenden Biegebeanspruchung der als senkrecht stehende Einfeldträger ausgebildeten Giebelwandstützen sind Profile der IPE-Reihe in der Regel am wirtschaftlichsten. Bild.107 Giebelwand mit Zweigelenkrahmen Übliche Ausführungsformen von Giebelwänden für Hallen ohne Erweiterungsmöglichkeit sind in Bild.108 dargestellt. Die gering belasteten Giebelbinder werden dabei als Durchlaufträger auf den Giebelwandstützen aufgelagert. Die Aussteifung der Wandscheibe wird mit Vertikalverbänden aus druckweichen Winkel-, Flach- oder Rundstahldiagonalen realisiert. Die Giebelwandstützen in solchen Konstruktionen sind dann Biegeträger für die Abtragung von Windlasten in Hallenlängsrichtung, Druckstäbe für die Abtragung von Vertikallasten und in Verbandsfeldern Fachwerkgurte für die Abtragung von Horizontallasten in Hallenquerrichtung. Da die Eckstützen sowohl Bestandteil der Giebelwand als auch Bestandteil der Hallenlängswände sind, werden sie zusätzlich durch zweiachsige Biegung beansprucht. Aufgrund dieser Tatsache und aufgrund der nicht unerheblichen Normalkräfte werden für solche Giebelwandstützen in der Regel kleine Profile der HEA- oder HEB-Reihe verwendet.

129 158 Hallenbau Bild.108 Giebelwand mit Giebelbinder und Vertikalverband Die Fußpunkte der Giebelwandstützen müssen nur relativ geringe Horizontalkräfte in die Fundamente einleiten. Häufig wird daher die in Bild.87 dargestellte Konstruktion unter Verwendung von Verbundankern ausgeführt. Für die Befestigung der Giebelwandstützen am Ortgang gibt es verschiedene gängige Varianten. Bild.109, Bild.110 und Bild.111 zeigen Lösungen für den Anschluss an Rahmenriegel, Bild.11 und Bild.113 Lösungen für den Anschluss an Giebelbinder. Da sich die Giebelwandstützenköpfe gemäß Bild.6 und Bild.7 in den Dachverbandspfosten abstützen, können jeweils Anschlussvarianten mit Dachverbandspfosten aus Pfetten oder aus Druckrohren unterschieden werden. Bild.109 zeigt eine Lösung mit Pfette als Verbandspfosten. Die Giebelwandstütze wird dabei direkt über ein vertikales Verbindungsblech an die Pfette angeschlossen, ohne den Umweg über den Rahmenriegel zu nehmen. Bei der Bemessung des Anschlusses ist zu beachten, dass sich das rechnerisch im Schnittpunkt der Stabachsen unterstellte Gelenk zwischen Stütze und Pfette bei der realen Konstruktion im Schwerpunkt des geschraubten Anschlusses einstellt und dadurch ein Exzentrizitätsmoment in der Pfette verursacht wird. Wenn die Pfette ohne Exzentrizität nachgewiesen werden soll, kann das Exzentrizitätsmoment alternativ auch durch ein horizontales Kräftepaar im Schraubenanschluss aufgenommen werden, wobei die Gelenklage dann wieder im Schnittpunkt der Stabachsen angenommen wird. Ein vertikales Kräftepaar kann sich aufgrund der konstruktiv erforderlichen Langlöcher nicht einstellen. Aus diesem Grund müssen die Schrauben zwischen Stützenkopf und Verbindungsblech untereinander mit vertikalem Hebelarm und nicht nebeneinander mit horizontalem Hebelarm angeordnet werden.

130 .9 Giebelwandstützen 159 Bild.109 Anschluss Giebelwandstütze an Pfette bei Giebelwänden mit Rahmenriegeln Bild.110 Anschluss Giebelwandstütze an Druckrohr bei Giebelwänden mit Rahmenriegeln Bild.110 zeigt eine Konstruktionsvariante mit Druckrohr als lastabnehmendes Bauteil des Dachverbandes. In diesem Fall muss die Giebelwandstütze mit dem Rahmenriegel verbunden werden, welcher zur Weiterleitung der Auflagerkraft eine vertikale Steife erhält. Die Aufnahme des Exzentrizitätsmomentes durch das Druckrohr ist bei diesem Anschluss nicht möglich, so dass auch hier die Schrauben zwischen Stützenkopf und Verbindungsblech untereinander mit vertikalem Hebelarm angeordnet werden sollten. Bei Anordnung der Schrauben nebeneinander mit horizontalem Hebelarm kann kein Exzentrizitätsmoment im Schraubenanschluss übertragen werden, so dass dann Einzeltorsionsmomente an den Kopfpunkten der Giebelwandstützen in den Rahmenriegel eingeleitet werden. Das gleiche Konstruktionsdetail, diesmal für den Firstpunkt, ist in Bild.111 dargestellt. Die Anschlussbleche zur Befestigung der Giebelwandstütze und des Dachverbandspfostens werden dabei mit einer der beiden Stirnplatten des Montagestoßes im Riegel verschweißt. Die Anordnung einer Steife wie in Bild.110 kann entfallen, da der Rahmenriegel an dieser Stelle durch die Stirnplatten bereits ausgesteift wird.

131 160 Hallenbau Bild.111 Anschluss Giebelwandstütze an Druckrohr im Firstpunkt bei Giebelwänden mit Rahmenriegeln Ortgangdetails für Konstruktionen mit Giebelbindern zeigen Bild.11 und Bild.113. Die Giebelwandstützen werden dabei direkt über angeschweißte Stirnplatten mit dem aufgelagerten Giebelbinder verschraubt, welcher in diesem Bereich durch eingepasste Rippen ausgesteift wird. Bild.11 Anschluss Giebelwandstütze an Pfette bei Giebelwänden mit Giebelbindern

132 .10 Dach- und Wandverbände 161 Bild.113 Anschluss Giebelwandstütze an Druckrohr bei Giebelwänden mit Giebelbindern.10 Dach- und Wandverbände.10.1 Anordnung und Beanspruchung Die Bilder.6 und.7 zeigen, dass horizontale Dach- und vertikale Wandverbände erforderlich sind, um in Hallenlängsrichtung wirkende Windkräfte in den Baugrund abzuleiten. Der Großteil der Horizontallasten in Hallenlängsrichtung wird durch den Staudruck und Sog vor den senkrecht angeströmten Giebelwänden verursacht. Weitere Horizontalkräfte resultieren aus der Stabilisierung der Rahmenriegel- oder Fachwerkbinder-Druckgurte und aus der Schiefstellung der Stützen (Imperfektionen). Für sehr lange Hallen liefert auch die Windreibung auf der Dachfläche und den Seitenwänden einen nennenswerten Beitrag. Dieser Einfluss hat in den Niederlanden schon zum Einsturz von Hallenbauten geführt und muss daher bei langen Hallen und den im Stahlbau üblicherweise verwendeten profilierten Dach- und Wandverkleidungen aus Stahlblech berücksichtigt werden. Zusätzlich durch Kranbetrieb entstehende Horizontallasten werden häufig durch separate Aussteifungskonstruktionen wie Kranbahnportale aufgenommen. Sie können aber auch bei entsprechender Dimensionierung den Windverbänden zugeordnet werden. Die Stabilisierungslasten von Rahmenriegel- oder Fachwerkbinder-Druckgurten können gemäß EC 3 Teil 1-1 Abschnitt berechnet werden. Siehe dazu Bild.114. Bei den Ersatzkräften q in Bild.114 ist q die Durchbiegung des aussteifenden Systems in seiner Ebene infolge q und weiterer äußerer Einwirkungen, gerechnet nach Theorie I. Ordnung. q darf gleich Null gesetzt werden, falls nach Theorie II. Ordnung gerechnet wird.

133 16 Hallenbau Bild.114 Stabilisierungslasten nach EC 3 Teil 1-1 Abschnitt Wird das aussteifende System zur Stabilisierung des druckbeanspruchten Flansches eines Trägers mit konstanter Höhe eingesetzt, kann die Kraft N Ed in Bild.114 wie folgt ermittelt werden: N Ed M h Ed (.7) Dabei ist M Ed das maximale einwirkende Biegemoment des Trägers und h die Gesamthöhe des Trägers. In EC3 Teil 1-1 Abschnitt heißt es als Erläuterung zu Bild.114: Die Kraft N Ed wird innerhalb der Spannweite L des aussteifenden Systems als konstant angenommen. Für nicht konstante Kräfte ist die Annahme leicht konservativ. Diese Aussage ist so nicht richtig. Friemann/Stroetmann [63] und Kindmann/Krahwinkel [90] zeigen, dass die Stabilisierungslasten von biegebeanspruchten Rahmenriegeln wie in Bild.115 sehr viel größere Werte annehmen können als mit dem einfachen Modell gemäß Bild.114 aus dem EC3 ermittelt werden. In Kindmann/Krahwinkel [90] wird aber gezeigt, dass das einfache Modell gemäß Bild.114 dann auf der sicheren Seite liegt, wenn der Rahmenriegel zusätzlich durch eine Drehbettung mit einer Steifigkeit vorh c [knm/m] > minc q z h (.8) ausgesteift wird. Dabei ist q z die Streckenlast auf dem Obergurt des Rahmenriegels und h die Gesamthöhe des Trägers.

134 .10 Dach- und Wandverbände 163 Genauere Stabilisierungslasten können mit den Berechnungsverfahren von Friemann/Stroetmann [63] und Kindmann/Krahwinkel [90] ermittelt werden. Diese Berechnungsverfahren berücksichtigen eine Vielzahl von Einflussfaktoren wie die Schubsteifigkeit des aussteifenden Verbandes, die Torsionssteifigkeit des stabilisierten Trägers, die Drehbettung des Trägers durch angrenzende Bauteile, den Verlauf des Biegemoments M y (x) im stabilisierten Träger und die Exzentrizität zwischen einer im Schwerpunkt wirkenden Normalkraft N und der Ebene der seitlichen Stützung in Höhe des Trägerobergurtes. Bild.115 Stabilisierung eines biegebeanspruchten Rahmenriegel Bei der Wahl der Anordnung von Dach- und Wandverbänden sollte die Durchleitung von Normalkräften in Hallenlängsrichtung vermieden werden. Lässt sich dies nicht einhalten, so ist die Durchleitung von Zugkräften häufig wirtschaftlicher als die Durchleitung von Druckkräften. Günstig für die Ableitung der Giebelwandwindkräfte ist die Anordnung von Verbandsfeldern an den beiden Enden der Halle (siehe auch Bild.1). Die auf der ganzen Hallenlänge angreifenden Windreibungs- und Stabilisierungskräfte müssen dann jedoch zu diesen Verbandsfeldern mit Pfetten oder anderen Bauteilen durchgeleitet werden. Für längere Hallen werden deswegen zusätzliche Verbandsfelder ausgebildet. In der Baupraxis werden Verbände häufig etwa in jedem fünften Feld angeordnet. Daraus resultieren Abstände zwischen den Verbandsfeldern von ungefähr 5 bis 35 m. Bild.116 zeigt verschiedene Varianten für die Anordnung von Windverbänden und die Konsequenzen für das Kräftespiel im Tragwerk bei der Ableitung der Giebelwandwindkräfte in den Baugrund.

135 164 Hallenbau Bei der Lösung mit Verbänden in den Endfeldern gemäß Bild.116a werden die Windkräfte auf dem kürzesten Weg abgetragen. Nachteilig wirkt sich bei dieser Anordnung die geringe Auflast der Stützen in den Hallenecken aus, welche infolge Verbandswirkung durch Zugkräfte belastet werden. Um dieses Problem zu umgehen, werden die Windverbände häufig auch gemäß Bild.116b im zweiten Feld hinter dem Giebel angeordnet. Die Durchleitung der Windkräfte zu den Dachverbänden erfordert dann aber drucksteife Pfetten oder separate Druckrohre in den Endfeldern. Häufig wird die Verbandsanordnung gemäß Bild.116b auch dann gewählt, wenn die Giebelwände mit Giebelbindern anstelle von Zweigelenkrahmen wie im Normalbereich ausgeführt werden. Durch diese Anordnung werden dann unterschiedliche Anschlusskonstruktionen für die Wandverbandsstäbe vermieden. Horizontal- und Vertikalverbände brauchen nicht in den gleichen Feldern der Halle angebracht zu werden, solange konsequent darauf geachtet wird, dass die Auflagerkräfte des Dachverbandes zu den Wandverbänden weitergeleitet werden. Die in Bild.116c dargestellte Anordnung der Verbände vereinigt auf diese Weise die Vorteile der beiden Varianten aus Bild.116a und Bild.116b. Verbände in den Endfeldern einer Halle stellen für die Windlasten auf die Giebelwände zwar die optimale Lösung dar, Temperaturänderungen verursachen jedoch Zwangsbeanspruchungen, wenn keine Dehnungsfuge zwischen den Verbandsfeldern ausgebildet wird. Für Hallen mit weniger als 30 m Länge werden daher auch Tragwerke mit nur einem Verbandsfeld in Hallenmitte gemäß Bild.116d ausgeführt. Diese Variante der Verbandsanordnung ermöglicht eine zwängungsfreie Ausdehnung der Halle in ihrer Längsachse, verursacht aber gleichzeitig den größten Aufwand für die Durchleitung der Windkräfte. Häufig sind die Alternativen zur Anordnung der Wandverbände durch Tore und Fensterflächen stark eingeschränkt. In solchen Fällen können auch Konstruktionen mit mehr Horizontal- als Vertikalverbänden wie in Bild.116e ausgeführt werden. Günstig ist die Anordnung der Horizontalverbände an den Hallenenden und der Vertikalverbände in Hallenmitte. Die Halle ist dadurch in Längsrichtung zwängungsfrei konstruiert und die Durchleitung der Giebelwandwindkräfte bleibt auf das Traufprofil beschränkt. Die Gurte der Dachverbände werden im Stahlhallenbau in der Regel durch die Rahmenriegel bzw. die Obergurte der Fachwerkbinder gebildet. Als Verbandspfosten können entweder die Pfetten genutzt oder separate Druckrohre angeordnet werden. Die Verbandsdiagonalen können entweder druckweich aus gekreuzten Winkel-, Flach- oder Rundstählen wie in Bild.117 oder drucksteif aus Rohren wie in Bild.118 ausgeführt werden. In beiden Fällen sollte man für die Neigung der Diagonalen den statisch günstigen Wert von etwa 45 anstreben. Das Gleiche gilt für die Vertikalverbände, die bei höheren Hallen durch zwei oder auch drei übereinander angeordnete Verbandskreuze oder Diagonalen gebildet werden. Verbandsgurte sind hier die Stützen, welche das Verbandsfeld begrenzen. Als Verbandspfosten wirkt das Traufprofil und bei mehrstöckigen Wandverbänden entweder die Wandriegel oder separate, horizontale Druckrohre. Der überwiegende Teil der Stahlhallen wird mit den in Bild.117 dargestellten druckweichen, gekreuzten Verbandsdiagonalen ausgeführt. Neben dem geringeren Stahlverbrauch im Vergleich zu drucksteifen Profilen besitzen diese Konstruktionen häufig nachspannbare Befestigungselemente in Form von Spannschlössern oder -ge-

136 .10 Dach- und Wandverbände 165 winden, welche ein Ausrichten des Stahltragwerkes während des Montagevorganges ermöglichen. Drucksteife Verbandsdiagonalen wie in Bild.118 sind typischer für den Ingenieurholzbau, wo diese Bauteile durch Kanthölzer gebildet werden. Bild.116 Anordnung von Verbänden zur Abtragung von Lasten in Hallenlängsrichtung

137 166 Hallenbau Bild.117 Verbandsgeometrie mit druckweichen Diagonalen Bild.118 Verbandsgeometrie mit drucksteifen Diagonalen

138 .10 Dach- und Wandverbände 167 Da die in Bild.117 und Bild.118 als Stabzug idealisierten Rahmenriegel und Rahmenstiele eine Querschnittshöhe aufweisen, gibt es verschiedene Möglichkeiten für die Anschlussebene der Verbandsfüllstäbe in Bezug auf die Profilmittellinie der Rahmen. Dachverbände werden in der Regel nicht in der Profilmittellinie des Rahmenriegels angeschlossen, sondern am Oberflansch oder direkt darunter. Diese Anordnung ist sinnvoll, da dann in Feldmitte des Rahmens der gedrückte Oberflansch gegen seitliches Ausweichen gehalten wird. Siehe dazu Bild.115 und Bild.119. Der im Bereich der Rahmenecken gedrückte Unterflansch kann durch eine Verbandsanordnung am Oberflansch nicht gehalten werden, die Realisierung einer gebundenen Drehachse am Oberflansch wirkt sich aber positiv auf das Stabilitätsverhalten des Rahmenriegels als Gesamtsystem aus. Werden sehr schlanke hohe Rahmenquerschnitte ausgeführt, dann können auch seitliche Abstützungen der gedrückten Unterflansche erforderlich sein, um Biegedrillknicken des Rahmenriegels zu verhindern. Eine konstruktive Lösung mit diagonalen Zugstreben ist in Bild.37 dargestellt. Bild.119 Trägerpaar mit aussteifendem Verband am Obergurt Zur Berücksichtigung der aussteifenden Wirkung des Verbandes auf die stabilisierten Träger können verschiedene Modellannahmen getroffen werden. Die Modellierung und Berechnung des gesamten Systems aus mehreren parallelen Trägern und den dazwischenliegenden Fachwerkstäben ist bei Berücksichtigung der Effekte aus Theorie II. Ordnung und Wölbkrafttorsion zu aufwendig für baupraktische Anwendungen. Ein übliches Verfahren ist deshalb die Betrachtung nur eines stabilisierten Trägers mit Stützung durch eine Stabilisierungskonstruktion, deren Steifigkeit durch die Anzahl der insgesamt auszusteifenden Träger dividiert wird. Bei dieser Vorgehensweise wird die aussteifende Wirkung des Verbandes vereinfachend nur für Verformungen in y-richtung unterstellt. Am räumlichen System der durch Fachwerkstäbe am Obergurt gekoppelten Biegeträger ergeben sich aber zusätzlich Zwangsbeanspruchungen in den Fachwerkstäben aus der Verformung der Biegeträger in z-richtung. Die Zwangsbeanspruchungen entstehen durch die Längung der Verbandsdiagonalen infolge der unterschiedlich großen Verschiebung der beiden Stabenden einer Diagonalen in z-richtung. Wird rechnerisch eine Verbindung zwischen

139 168 Hallenbau den Verbandsdiagonalen und den Biegeträgern ohne Schlupf unterstellt, so ergeben sich Zwangsbeanspruchungen als Produkt von Dehnsteifigkeit und Längung der Diagonalen, welche die Größenordnung der Beanspruchung des Verbandes infolge von planmäßigen äußeren Lasten und Stabilisierungslasten aufweisen können. Die theoretische Längung von Verbandsdiagonalen infolge der Durchbiegung der angeschlossenen Träger in z-richtung beträgt für übliche Abmessungen von Dachverbänden im Hallenbau deutlich weniger als 1 mm. Bei realen Konstruktionen ist deshalb ein vollständiger Abbau der beschriebenen Zwangsbeanspruchungen durch Verbindungsmittelschlupf zu erwarten, wodurch eine Vernachlässigung dieser Beanspruchungen bei der Bemessung von Verbänden mit geschraubten Füllstabanschlüssen gerechtfertigt wird. Für die Abbildung der aussteifenden Wirkung eines Verbandes auf die Verschiebung der stabilisierten Träger in y-richtung gibt es verschiedene Ansätze wie elastische Bettungen c y, Federn C y oder Schubfeldsteifigkeiten S*, die das tatsächliche Verformungsverhalten eines Fachwerkträgers mehr oder weniger exakt beschreiben. Gemeinsame Grundlage der verschiedenen nachfolgend erläuterten Modellannahmen für aussteifende Verbände ist die Berücksichtigung der Füllstabverformungen, die als Schubweichheit des Fachwerkträgers interpretiert werden können. Bild.10 Durchbiegung eines Fachwerkträgers infolge Normalkraftverformung der Füllstäbe Bild.10 zeigt die Durchbiegung eines Fachwerkträgers infolge Normalkraftverformung der Füllstäbe. Die Verzerrung der ursprünglich rechteckigen Kontur eines Verbandsfeldes infolge Längung der Diagonalen und Stauchung der Pfosten entspricht der Verzerrung eines Schubfeldes unter konstanter Schubbeanspruchung. Durch den Vergleich der Durchbiegungen des Fachwerkträgers mit den Durchbiegungen eines schubweichen Ersatzträgers kann eine ideelle Schubsteifigkeit S* des Verbandes gemäß Gleichung (.9) angegeben werden. S* Ideelle Schubsteifigkeit des Verbandes EA P Dehnsteifigkeit der Verbandspfosten EA D Dehnsteifigkeit der Verbandsdiagonalen Neigung der Diagonalen gegen die Horizontale N P Normalkraft in den Verbandspfosten N D Normalkraft in den Verbandsdiagonalen

140 .10 Dach- und Wandverbände 169 Q n L h d L P L D f Querkraft im schubweichen Ersatzträger Anzahl Verbandsfelder Stützweite des Verbandes bzw. des schubweichen Ersatzträgers Bauhöhe des Verbandes Länge einer Diagonalen Gesamtlänge aller Verbandspfosten Gesamtlänge aller Verbandsdiagonalen Durchbiegung h sin d h n tan L L P n h L D n d n h / sin N P Q N D Q / sin f L 0 nh tan 0 Q Q * S Q Q * S dx 0 dx NP N EA nh nh sin n h 1 n h n h 1 * 3 S tan EAP EAD sin * 1 S tan 1 1 EA EA sin cos P L P D 0 P Q Q EA P P dx dx L D 0 ND N EA 0 D D Q Q dx EA sin D dx (.9) Verbandsmodell 1: Schubfeld mit Schubsteifigkeit S* Die einfachste Modellannahme für einen aussteifenden Verband ist die Behandlung als kontinuierliches Schubfeld mit der Schubsteifigkeit S* gemäß Gleichung (.9). Die Verschmierung der diskreten seitlichen Stützung in den Knotenpunkten des Fachwerkträgers zu einer kontinuierlichen seitlichen Stützung durch ein Schubfeld dient als Näherung für engmaschige Verbände. Lokale Instabilitäten wie seitliches Ausweichen zwischen benachbarten Stützstellen bei weitmaschigen Verbänden können durch dieses Modell nicht erfasst werden.

141 170 Hallenbau Verbandsmodell : Einzelfedern Cy Eine Möglichkeit zur Berücksichtigung der seitlichen Stützung in diskreten Punkten ist die Modellierung des aussteifenden Verbandes durch Einzelfedern C y, die in den Knotenpunkten des Verbandes angreifen. Die Federsteifigkeit C y ist für jede Stützstelle individuell verschieden, da der Widerstand, den der aussteifende Verband einer Verschiebung in y-richtung entgegensetzt, in Feldmitte am geringsten ist und zu den Auflagern hin zunimmt. Die Berechnung der Federsteifigkeit C y als Reziprokwert der Verschiebung des Verbandes in y-richtung infolge Einzellast F y = 1 an der betrachteten Stützstelle führt zu einer Überschätzung der vorhandenen Steifigkeit, weil Lasten in den übrigen Knotenpunkten zusätzliche Verformungen an der betrachteten Stützstelle verursachen. Die Annahme eines konstanten Verlaufs der Stabilisierungslasten in Trägerlängsrichtung liegt für die Berechnung der Federsteifigkeiten auf der sicheren Seite. Werden die Einzellasten F y in den Knoten des Verbandes zu einer Gleichstreckenlast q y verschmiert, so kann für die Federsteifigkeiten C y an der jeweiligen Stelle = x/l Gleichung (.10) abgeleitet werden. n 1 qy L qy Fy f 4 * L S 8 Fy Cy f * S L n S L C y * mit S* Ideelle Schubsteifigkeit des Verbandes L Stützweite des Verbandes n Anzahl Verbandsfelder =x/l Bezogene x-koordinate der betrachteten Stützstelle Beiwert zur Berücksichtigung von Anzahl und Lage der Stützfedern (.10) Der Beiwert ist für äquidistante Feldweiten der Verbandsfelder nachfolgend angegeben. Für Federn an Stellen mit > 0,5 gilt Symmetrie zur Feldmitte. n : n 3: n 4 : ,

142 .10 Dach- und Wandverbände 171 n 5: n 6 : 1,5 5 1,4 6 1, ,5 1,333 3 Die Modellierung der Stützwirkung eines Verbandes durch Einzelfedern C y gemäß Gleichung (.10) ist trotz der Ermittlung individueller von der Lage in Trägerlängsrichtung abhängiger Federsteifigkeiten eine Näherung. Mit Blick auf den verformten Fachwerkträger in Bild.10 wird deutlich, dass die Füllstäbe eines Verbandsfeldes die Relativverschiebung der beiden angrenzenden Knotenpunkte behindern. Einzelfedern C y wirken nur der Absolutverschiebung an ihrem Angriffspunkt entgegen. Deshalb besteht eine vom Fachwerkträger abweichende Stützwirkung. Die Eignung verschiedener Berechnungsmodelle für Dachverbände wird von Krahwinkel [10] detailliert untersucht. Als Fazit lassen sich folgende Empfehlungen für die Bemessung von aussteifenden Verbänden und gegen Biegedrillknicken ausgesteiften Trägern geben: Für engmaschige Verbände mit vier oder mehr Verbandsfeldern sollte das Verbandsmodell 1 Schubfeld mit Schubsteifigkeit S* und für weitmaschige Verbände mit drei oder weniger Verbandsfeldern sollte das Verbandsmodell Einzelfedern C y verwendet werden..10. Dachverbände Die konstruktive Gestaltung der Dachverbandsknoten ist in erster Linie eine Funktion der verwendeten Querschnitte für Gurte, Pfosten und Diagonalen des Verbandsfachwerkes. Bild.11 bis Bild.16 zeigen unterschiedliche Lösungen für Gurte, bestehend aus Rahmenriegeln oder Obergurten von Fachwerkbindern, für Pfosten, bestehend aus IPE-Pfetten oder Druckrohren, und für Diagonalen, bestehend aus Winkeln, Rundstählen oder Rohren. Durch die Nutzung vorhandener IPE-Pfetten als Dachverbandspfosten gemäß Bild.11 entfällt zwar die Anordnung separater Bauteile, gleichzeitig entstehen aber eine Reihe von Nachteilen. Die Pfettenteilung ist nicht frei wählbar, sondern muss mit der Lage der Giebelwandstützen übereinstimmen. Durch die zusätzliche Normalkraftbelastung der Pfetten im Verbandsfeld ist ein größerer Querschnitt erforderlich als in den übrigen Feldern der Halle. Die Pfetten im Normalbereich sind dann überdimensioniert. Verbandspfosten aus IPE-Pfetten können daher nur für kurze Hallen mit wenigen Feldern wirtschaftlich sein. Die Anordnung eines höheren Pfettenprofils im Verbandsfeld ist nicht möglich, da die Obergurte der Pfetten für die Dacheindeckung keinen Höhenversprung aufweisen dürfen. Für längere Hallen kann deshalb in den Verbandsfeldern die Verwendung von HEB-Pfetten mit gleicher Profilhöhe wie die der IPE-Pfetten des Normalbereiches sinnvoll sein.

143 17 Hallenbau Bild.11 Dachverband mit Pfosten aus IPE-Pfetten und Diagonalen aus Winkel-Profilen

144 .10 Dach- und Wandverbände 173 Die Winkelstahldiagonalen eines Verbandsknotens werden am einfachsten mit dem durch ein Knotenblech verlängerten Obergurt des Rahmenriegels verschraubt. Dabei ist es zweckmäßig, jeweils die eine Diagonale oberhalb und die andere Diagonale unterhalb des Knotenbleches zu befestigen, damit die beiden Profile im Verbandsfeld aneinander vorbeigeführt werden können. Bild.1 zeigt den Kreuzungspunkt der Winkelstahldiagonalen. Dort, wo sich die beiden Profile kreuzen, werden sie in der Regel durch eine einzelne Schraube fixiert, um eine Geräuschentwicklung infolge Flattern der Diagonalen bei wechselnden Windeinwirkungen zu verhindern. Bild.1 Kreuzungspunkt von Winkelstahldiagonalen In Bild.13, Bild.14 und Bild.15 sind verschiedene Varianten für die Verbandsknotenausbildung mit Rohrpfosten und Rundstahldiagonalen dargestellt. Die fehlende Biegesteifigkeit der Rundstahlquerschnitte bewirkt einen Durchhang unter Eigengewicht, so dass diese Bauteile mit Gewinde und Spannvorrichtungen ausgestattet werden müssen. Durch das Schneiden von Gewinden an den Rundstahlenden wird der wirksame Querschnitt der Diagonalen verkleinert. Üblicher ist deshalb die Verwendung von Anschweißenden mit aufgerolltem Gewinde, welche die Ausnutzung des vollen Rundstahlquerschnittes gestatten. Bei der Lösung gemäß Bild.13 werden die Diagonalen über geschlitzte, angeschweißte Laschen und die Rohrpfosten über ihre flachgequetschten Enden mit einem horizontalen Knotenblech am Rahmenriegel verschraubt. Gespannt werden die Rundstähle mittels der abgebildeten speziellen Spannschlösser, welche ein Rechts- und ein Linksgewinde aufweisen.

145 174 Hallenbau Bild.13 Dachverband mit Pfosten aus Rohr-Profilen und Diagonalen aus Rundstählen mit Knotenblechanschlüssen und Spannschlössern Eine alternative Verbandsknotenausbildung zeigt Bild.14. Hier werden die Rohrpfosten über Stirnplatten an den Rahmenriegel angeschlossen und die Rundstahldiagonalen durch Löcher im Riegelsteg hindurch gesteckt und hinter speziellen halbmondförmigen, geschlitzten Formstücken aus Gussstahl durch aufgeschraubte Muttern gespannt. Eine zentrische Anordnung der Bauteile in der Draufsicht ist bei dieser Anschlussmethode nicht möglich. Angaben zur Bemessung der auch Bevel Washer genannten halbmondförmigen Anschlussbauteile enthält [49].

146 .10 Dach- und Wandverbände 175 Bild.14 Dachverband mit Pfosten aus Rohr-Profilen und Diagonalen aus Rundstählen mit Formstückanschlüssen In Bild.15 ist eine Variante zum Anschluss von Rohrpfosten und Rundstahldiagonalen an den Obergurt eines Fachwerkbinders aus Rechteckhohlprofilen dargestellt. Die Stirnplatte für den Anschluss der Rohrquerschnitte ist in diesem Fall vergrößert, so dass zusätzlich diagonale Laschen für die Schraubenanschlüsse der Rundstahldiagonalen angeschweißt werden können. Die beiden Teilstücke einer Diagonalen werden analog zu der Konstruktion aus Bild.13 mit Spannschlössern gekoppelt. Ein wichtiges Detail für die Lösung gemäß Bild.15 stellen die in den Fachwerkgurt eingeschweißten Rohrhülsen dar. Sie ermöglichen ein einfaches Einführen der Schrauben in das Hohlprofil und dienen gleichzeitig als Aussteifungselemente.

147 176 Hallenbau Bild.15 Dachverbandsknoten am Obergurt eines Fachwerkbinders aus Rechteckhohlprofilen Bild.16 zeigt, wie Dachverbandsstäbe an den Obergurt eines Fachwerkbinders aus Rohrprofilen angeschlossen werden können. Der Hohlprofilgurt erhält dafür einen horizontalen Schlitz, in den ein Knotenblech eingeschoben und auf beiden Außenseiten mit einer umlaufenden Kehlnaht verschweißt wird. Lösungen, bei denen Knotenbleche auf die Oberfläche von Hohlprofilen aufgeschweißt werden, ohne sie zu durchdringen, sind nicht zu empfehlen, da dann ungünstige Spannungsspitzen bei der Kraftübertragung vom Knotenblech auf die Hohlprofilwandung auftreten.

148 .10 Dach- und Wandverbände 177 Bild.16 Dachverbandsknoten am Obergurt eines Fachwerkbinders aus Rohrprofilen Sollen die Füllstäbe des Dachverbandes für Konstruktionen wie in Bild.118 durch drucksteife Rohrquerschnitte gebildet werden, gibt es verschiedene Möglichkeiten, um geschraubte Anschlüsse dieser Profile für die Baustellenmontage zu realisieren. In Bild.18 sind drei übliche Varianten mit aufgeschweißtem T-Stück, flachgequetschtem Rohrende und geschlitztem Rohr mit eingeschweißtem Blech und Verschlussdeckel für das Rohrende dargestellt. Bild.17 Schraubenanschlüsse für Druckrohre

149 178 Hallenbau.10.3 Wandverbände Vertikalverbände in den Giebel- und Seitenwänden von Stahlhallen werden in der Regel wie die Dachverbände mit gekreuzten, druckweichen Winkel-, Flach- oder Rundstahldiagonalen realisiert. Da die Stützen im Verbandsfeld die Gurte des Vertikalverbandes bilden, werden die Diagonalen möglichst in der Symmetrieachse der Stützenprofile angeordnet, um Exzentrizitäten zu vermeiden. Eine räumliche Überschneidung mit den ebenfalls häufig in der Symmetrieachse der Stützenprofile angeordneten Verankerungselementen für die Fußplatten kann ausgeschlossen werden, indem, anstelle der üblichen zwei, vier aus der Achse herausgerückte Ankerschrauben angeordnet werden. Da durch die Verbandswirkung große Zugkräfte in den Stützenfüßen entstehen, ist ohnehin meistens eine größere Anzahl von Ankerschrauben erforderlich. Bild.18 zeigt einen Wandverband aus Winkelstahldiagonalen, die über Knotenbleche mit den Stützen verschraubt sind. Möglich ist auch ein Verzicht auf Knotenbleche, wenn die Diagonalen an den Stützenflanschen angeschlossen werden. Bei hohen Stützenquerschnitten entstehen dadurch jedoch nicht zu vernachlässigende Exzentrizitäten zwischen Gurt- und Füllstäben des Verbandes. Die Wahl der Achse des Wandverbandes am Innenflansch, am Außenflansch oder in der Mitte der Stütze ist abhängig vom gewählten Wandaufbau. Sollen vorhandene Wandriegel als Verbandspfosten genutzt werden, so ist die Achse am Außenflansch der Stütze zu wählen. Bei hohen Hallen mit mehreren Verbandskreuzen übereinander ist die Anordnung der Verbandsachse in der Nähe des Innenflansches der Stütze günstiger, da die Verbandspfosten dann eine seitliche Halterung für den gedrückten Gurt der biegedrillknickgefährdeten Rahmenstütze bilden. Analog zu Bild.1 können die Winkelstahldiagonalen durch gegensinnige Anordnung der Profile in Verbandsfeldmitte aneinander vorbeigeführt werden. Eine alternative Ausbildung des Kreuzungspunktes bei gleichsinnig orientierten Winkelprofilen ist in Bild.18 dargestellt. Diese Lösung mit unterbrochener Diagonale und angeschraubter Flachstahllasche ist flexibler bezüglich der Tragwerksausrichtung während des Montagevorganges. Bild.19 zeigt eine Wandverbandsvariante mit Rundstahldiagonalen, an deren Enden geschlitzte Flachstahllaschen für die Verschraubung mit den Stützen angeschweißt sind. Die Justierung dieser häufig auch als Montageverband eingesetzten Konstruktion erfolgt durch Spannschlösser mit einem Rechts- und einem Linksgewinde. Die Ausbildung der Schweißnaht zwischen Rundstahl und geschlitzter Anschlusslasche ist als Detail in Bild.130 dargestellt.

150 .10 Dach- und Wandverbände 179 Bild.18 Wandverband aus Winkelstahldiagonalen

151 180 Hallenbau Bild.19 Wandverband aus Rundstahldiagonalen

152 .11 Kranbahnen 181 Bild.130 Rundstahldiagonale mit Spannschloss und angeschweißten Knotenblechen Bild.131 zeigt eine alternative Anschlusskonstruktion für Rundstahldiagonalen, die ohne Schweißnähte auskommt. Bei dieser Lösung wird der Rundstahl an beiden Enden jeweils in ein relativ dickes Anschlussstück mit Bohrung und Innengewinde eingeschraubt. Hierzu ist jeweils ein Anschlussstück mit Rechts- und eines mit Linksgewinde erforderlich. Kontroll-Bohrungen in den Anschlussstücken ermöglichen eine visuelle Kontrolle der Einschraubtiefe während der Montage auf der Baustelle. Bild.131 Rundstahldiagonale mit angeschraubten Anschlussstücken

153 18 Hallenbau.11 Kranbahnen Laufkrane sind die bevorzugt verwendeten Überflurtransportmittel für Industrie- und Lagerhallen. Am gebräuchlichsten sind elektrisch betriebene Laufkrane mit Hubkatze gemäß Bild.13. Die eigentliche Kranbrücke liegt dabei beidseitig mit ihren Rädern auf Kranbahnträgern auf, die an den Hallenstützen mittels Konsolen befestigt sind. Die Katze mit dem Hebezeug ist auf der Kranbrücke in Hallenquerrichtung, die Kranbrücke auf den Kranbahnträgern in Hallenlängsrichtung fahrbar. Auf diese Weise kann nahezu die gesamte Grundfläche der Halle bestrichen werden. Bild.13 Hallenrahmen mit Kranbahnen Bemessung und Konstruktion von Kranbahnträgern regelt DIN EN (1.10). Da die Kranbahnträger infolge Kranbetrieb dynamisch beansprucht werden, ist neben den üblichen Nachweisen der Tragfähigkeit und Gebrauchsfähigkeit zusätzlich ein Ermüdungsnachweis zu führen. Probleme der Materialermüdung werden zum einen durch die veränderlichen Lasten aus dem Kranbetrieb und zum anderen durch die konstruktive Gestaltung der Bauteile beeinflusst. Konstruktive Details wie Steifen, Rippen, Schraubenlöcher oder Schweißnähte sind in DIN EN (1.10) in Kerbfälle eingestuft, mit deren Hilfe sich die Ermüdungsfestigkeit einer Konstruktion nachweisen lässt. Dabei liefert die Einordnung einer konstruktiven Detaillösung in die unterschiedlichen Kerbfallgruppen eine Aussage über die Güte der gewählten Kranbahnkonstruktion bezüglich der Ermüdungsfestigkeit. Kranbahnträger werden häufig aus gewalzten HEA-, HEB- oder HEM-Profilen gefertigt. Die schmalen IPE-Träger setzen den Massen- und Schräglaufkräften der Krane nicht genügend Steifigkeit und Tragfähigkeit um die schwache Achse entgegen. Geschweißte I-Träger werden in der Regel erst dann ausgeführt, wenn die Tragfähigkeit der Walzprofile erschöpft ist. Dies liegt neben dem höheren Fertigungsaufwand für die geschweißten Träger daran, dass die Kehlnähte zur Verbindung von Flansch- und Stegblechen ein ungünstiges Konstruktionsdetail im Sinne der Ermüdungsfestigkeit darstellen.

154 .11 Kranbahnen 183 Schienen für die Laufräder der Kranbrücke werden auf den Oberflanschen der Kranbahnträger befestigt. Spezielle Schienenprofile für schwere Kranbahnen werden ähnlich wie Eisenbahnschienen aufgeklemmt oder aufgeschraubt, rechteckige Schienenquerschnitte für leichte und mittlere Kranbahnen werden direkt über Kehlnähte mit den Oberflanschen verschweißt. In Bild.133 sind zwei Beispiele für Kranbahnträger mit aufgeschweißter Schiene dargestellt. Die Auflagerung erfolgt in der Regel auf Konsolen aus Walzprofilstummeln, die entweder direkt mit den Innenflanschen der Stützen verschweißt oder mittels biegesteifer, vorgespannter Stirnplattenstöße angeschlossen werden. Die Flanschkräfte aus dem Kragmoment der Konsole werden dabei jeweils über horizontale Steifen in die Stütze eingeleitet. Zusätzliche vertikale Steifen sind unterhalb des Kranbahnträgersteges erforderlich, um die Auflagerkraft der Kranbahn in die Konsole einzuleiten. Weitere wichtige Details sind geschweißte oder geschraubte Obergurthalterungen für den Kranbahnträger aus Winkel- oder Flachstählen und die Anordnung von Langlöchern im Oberflansch des Konsolprofils, damit eine exakte Ausrichtung der Kranbahn auf der Baustelle möglich ist. Bild.133 Konsolen mit aufgelagerten Kranbahnträgern

155 184 Hallenbau Die konstruktive Ausbildung einer Kranbahn am Hallen- bzw. Kranbahnträgerende ist in Bild.134 dargestellt. Zur Aufnahme von Horizontalkräften in Hallenlängsrichtung infolge Kranbetrieb werden dort in der Regel I-Profilstummel mit Puffern aus Hartgummi am Schienenende auf den Oberflansch des Kranbahnträgers aufgeschweißt. Bild.134 Kranbahnträgerende Die üblichen Achsabstände der Hallenrahmen von 5 bis 7 m und die Lieferlängen der Walzprofile von 18 m bewirken, dass Kranbahnen in der Regel als Zwei- oder Dreifeldträger ausgebildet werden. Bild.135 zeigt die Stoßstelle eines Kranbahnträgers zwischen zwei Trägerenden. Bei diesem als Momentengelenk wirkenden Detail wird die Kranschiene über die Stoßstelle hinweggeführt und auf dem in Längsrichtung anschließenden Profil durch seitlich angeschweißte Stahlklötzchen fixiert. Biegesteife Stöße von Kranbahnträgern mit verschraubten Stirnplatten sind unüblich und aus Gründen der Ermüdungsfestigkeit kritisch zu beurteilen. Der Ermüdungsfestigkeitsnachweis für Stöße mit vier hochfesten vorgespannten Schrauben am Zugflansch kann

156 .11 Kranbahnen 185 mit [109] geführt werden. Weiterführende Informationen zur Konstruktion und Bemessung von Kranbahnträgern findet man in [38] und [113]. Bemessungshilfen für die Biegedrillknicknachweise mit planmäßiger Torsion enthält [1]. Bild.135 Gelenkiger Kranbahnträgerstoß

157 186 Hallenbau.1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Übersicht über das Gesamttragwerk Bild.136 bis Bild.140 zeigen die Positionspläne für eine Stahlhalle mit typischen Abmessungen für eine Nutzung als Lagerhalle, Reithalle oder landwirtschaftliches Gebäude. Bild.136 ist der Grundriss des Dachtragwerkes mit der Anordnung der Hauptrahmen (Spannweite 1,68 m) in Hallenquerrichtung, der Koppelpfetten aus Holz in Hallenlängsrichtung und der Dachverbände aus Stahlrohren für die Längsaussteifung der Halle. Bild.137 zeigt die Gründung für zwei Varianten ohne Stahlbeton-Sohlplatte (linker Bildteil, z. B. Nutzung als Reithalle) und mit Stahlbetonsohle (rechter Bildteil, z. B. Nutzung als Lagerhalle). Bild.138 ist ein Hallenlängsschnitt mit der Anordnung der Hauptrahmen in Hallenquerrichtung, den Wandriegeln aus Holz in Hallenlängsrichtung und den Wandverbänden aus Stahlrohren in den Feldern der Dachverbände für die Längsaussteifung der Halle. Bild.139 zeigt einen Hallenquerschnitt mit den Hauptrahmen (Rahmenabstand 4,75 m) als Zweigelenkrahmen (Traufhöhe 4,80 m) mit Fußgelenken und einer Dachneigung von 15. Der Rahmenriegel besteht aus einem Walzprofil IPE 300 mit gevouteten geschweißten Rahmenecken und die Rahmenstiele bestehen wie die Rahmenecken aus gevouteten geschweißten Profilen analog zu Bild.35. Die Koppelpfetten aus Holz wirken als Durchlaufträger von Hauptrahmen zu Hauptrahmen. Die Wandriegel aus Holz sind Einfeldträger und spannen ebenfalls von Hauptrahmen zu Hauptrahmen über 4,75 m. Bild.140 ist ein Hallenquerschnitt mit der Anordnung von Wandriegeln aus Holz und Giebelwandstützen aus Stahl in den Giebelwänden der Halle. Die Anordnung von Hauptrahmen auch in den Giebelwänden ermöglicht eine Erweiterung der Halle zu einem späteren Zeitpunkt. Diese Anordnung entspricht der in Bild.107 erläuterten Variante für Giebelwände.

158 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.136 Grundriss

159 188 Hallenbau Bild.137 Gründung

160 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.138 Hallenlängsschnitt

161 190 Hallenbau Bild.139 Hallenquerschnitt Hauptrahmen Bild.140 Hallenquerschnitt Hauptrahmen im Giebel

162 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bemessung der Hauptrahmen.1..1 Allgemeines Die hier in Bild.136 bis Bild.140 vorgestellte Stahlhalle mit Pfetten und Wandriegeln aus Holz ist eine hinsichtlich Materialverbrauch, Fertigungsaufwand und Montagefreundlichkeit stark optimierte Konstruktion mit einer typengeprüften Statik. Der Materialverbrauch wird wesentlich durch die Querschnittsabmessungen der Hauptrahmen beeinflusst. Um hier zu einer wirtschaftlichen Lösung zu kommen, ist es wesentlich, die stabilisierende Wirkung von Pfetten, Wandriegeln, Dach- und Wandverbänden auf die Tragfähigkeit der Hauptrahmen zu berücksichtigen. Nachfolgend wird gezeigt, wie Pfetten, Wandriegel, Dach- und Wandverbände als federelastische Stützungen von Rahmenriegeln und Rahmenstielen modelliert werden können, um damit die Sicherheit gegen Biegedrillknicken von schlanken, hoch ausgenutzten Rahmenriegeln und Rahmenstielen wirtschaftlich nachweisen zu können. Die konstruktive Ausbildung der Anschlüsse und Verbindungen der Hauptrahmen mit den genannten stabilisierenden Bauteilen ist dabei von entscheidender Bedeutung und wird ausführlich erläutert..1.. Behinderung der seitlichen Verschiebung des Rahmens durch den Dachverband In allen Knotenpunkten des Windverbandes in der Dachebene können Auflagerfedern in y-richtung zur Stabilisierung angesetzt werden. Die angeschlossenen Dachpfetten übertragen die Stützkraft unter Berücksichtigung einer Exzentrizität auf den Binder. Allgemeine Daten des Verbandes: Breite des Verbandes im Dach:,44 m = 1,68 m/cos 15 Anzahl der Felder des Dachverbandes: 10 St. Anzahl der Verbände: St. Binderabstand Giebelrahmen: 4,500 m Binderabstand Hauptrahmen: 4,750 m Dachneigung: 15,0 E-Modul: 1000 kn/cm² G-Modul: 8100 kn/cm² Anzahl zu stabilisierender Hauptrahmen: bis max. 1 St. Die Halle kann bis zur genannten Rahmenanzahl ohne zusätzlichen Verband hergestellt werden. Die Rahmenanzahl wird auf die Anzahl der Verbände gleichmäßig verteilt. Es werden also jeweils 6 Rahmen durch einen Verband stabilisiert.

163 19 Hallenbau Die ideelle Schubsteifigkeit des Verbandes wird mit Gleichung (.9) berechnet: S S * k * k E A D mit A sin D , 6 sin cos 8,6 cm² (Stahlrohr 88,9 3,) 64, 91 cos 64, kn Für den hier vorliegenden engmaschigen Dachverband mit 10 Verbandsfeldern kann das in Abschnitt.10.1 beschriebene Verbandsmodell 1 Schubfeld mit Schubsteifigkeit S * verwendet werden. Für weitmaschige Verbände mit 3 oder weniger Verbandsfeldern sollte das ebenfalls in Abschnitt.10.1 beschriebene Verbandsmodell Einzelfedern C y verwendet werden. Dies ist im vorliegenden Fall nicht erforderlich, soll aber aus didaktischen Gründen trotzdem vorgeführt werden. Wegfedern in den Knotenpunkten eines Dachverbandes Die Berechnung der Federsteifigkeiten erfolgt mit Gleichung (.10) und wird nachfolgend tabellarisch für alle Knotenpunkte des Dachverbandes bis zur Hallenmitte angegeben. Für Federn an Stellen > 0,5 gilt Symmetrie zur Feldmitte. C C y, k y, d * k S ,611 kn/cm L ( ) n ( ) ( ) C y, k M1 Cy, k 1,10 Tabelle.34 Wegfedern in den Knotenpunkten des Dachverbandes

164 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Behinderung der Verwölbung des Rahmens Wölbfeder aus Stirnplatten bei I-Profilen: C 1 G b h t 3 3 (.11) mit b = b Profil h = a g = Abstand der Gurtachsen G = 8100 kn/cm² Durch die eingeschweißten Querplatten an der Rahmenecke, der Riegelvoute und dem Firstpunkt gemäß Bild.141 bis Bild.143 ergeben sich mit Gleichung (.11) die folgenden Wölbfedern: Detail I.1 b Profil = 15 cm (IPE 300) a g = 30 1,07 = 9 cm Platten mm C = 1/ ,0³ = kncm³ Detail I. b Profil, a g siehe Detail I.1 (IPE 300) 1 Platte mm C = 1/ ,0³ = kncm³ Detail I.3 b Profil = 18 cm a g = 90 1, = 89 cm Platten mm C = 1/ ,5³ = kncm³ Detail I.4 b Profil = 18 cm a g = 0 1, = 19 cm 1 Platte mm C = 1/ ,5³ = kncm³

165 194 Hallenbau Bild.141 Übersicht Details Hauptrahmen Bild.14 Detail Firststoß und Binder-Riegelvoute am Hauptrahmen

166 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.143 Detail Rahmenecke und Fußpunkt am Hauptrahmen

167 196 Hallenbau.1..4 Behinderung der Torsionsverdrehung des Rahmens Die an den Rahmen angeschlossenen Dachpfetten und Wandriegel werden als diskrete Einzeldrehfedern am Rahmen angesetzt. Die Federsteifigkeit wird durch die konstruktive Ausbildung am Anschlusspunkt gemäß Bild.144 bis Bild.147 maßgeblich beeinflusst. Bild.144 Anordnung der Beschläge am Hauptrahmen Gesamtdrehfeder: 1 C 1 C 1 C 1 C, k M, k P, k A, k (.1) mit C M,k = Drehfedersteifigkeit aus Biegesteifigkeit des anschließenden Profils C P,k = Drehfedersteifigkeit aus der Profilverformung des gestützten Trägers C A,k = Drehfedersteifigkeit aus der Anschlussverformung

168 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Drehfeder aus Biegesteifigkeit Pfette/Riegel: C M, k E I k a mit I = I y des Querträgers a = Stützweite des Querträgers k-werte für gegengleiches Verdrehen der Hauptträger: k = für Ein- und Zweifeldträger k = 4 für Durchlaufträger mit mindestens 3 Feldern (.13) Drehfeder aus Profilverformung des gestützten Trägers: C P, k E t a g 3 s G I T, g E G t 3 g 3 a t g 3 s b g (.14) mit t s a g I T,g t g b g = Stegdicke = Abstand der Gurtschwerpunkte = St. Venantsches Torsionsträgheitsmoment eines Gurtes = Gurtdicke = Gurtbreite Wird eine Rippe als auszusteifende Verbindung zwischen den Gurten des gestützten Trägers im Bereich der Drehfeder eingeschweißt, so wird die Profilverformung unterbunden und die Gesamtdrehfeder berechnet sich dann nur aus den zwei Anteilen infolge Biegesteifigkeit des anschließenden Profils und infolge Anschlussverformung (siehe dazu Bild.150). Drehfeder aus der Anschlussverformung: C A, k ki, k ri (.15) mit k i,k r i = Federsteifigkeit des Bolzen i auf Abscheren je Scherfuge zwischen Holzquerschnitt und Anschlussblech aus Stahl = Abstand der Bolzenachse zum Schwerpunkt des Anschlusses k i, k k u k 3 ser (.16)

169 198 Hallenbau k ser 1,5 m d [N/mm] 3 (.17) mit m d = Mittelwert der Rohdichte Holz [kg/m³] = Bolzendurchmesser [mm] Die Gleichungen (.16) und (.17) sind dem EC5 für die Bemessung von Holzkonstruktionen entnommen. Gleichung (.16) entspricht Gleichung.1 des EC5 und Gleichung (.17) findet man in Tabelle 7.1 des EC5. Bei Stahlblech-Holz-Verbindungen darf k ser mit dem Faktor,0 multipliziert werden (siehe EC5, Abschnitt 7.1(3)). Bemessungswerte der Federsteifigkeit kann man mit Gleichung (.18) berechnen. k i, d k i, k M mit M = 1,3 für Verbindungen gemäß Tabelle.3 des EC5 (.18) Die Steifigkeiten für Pfetten- und Wandriegelanschlüsse werden für 3 verschiedene Situationen berechnet. Zur Steigerung der Anschlusssteifigkeit werden teilweise Beschläge, sogenannte Kippungsplatten, angeordnet, welche die Hebelarme r i gemäß Gleichung (.15) vergrößern. Zur Anordnung der verschiedenen Anschlusstypen siehe Bild.144. Es gibt den Typ Wandriegel mit Kippungsplatte gemäß Bild.145, den Typ Pfette mit Kippungsplatte gemäß Bild.146 und den Typ Pfette ohne Kippungsplatte gemäß Bild.147. Typ Wandriegel mit Kippungsplatte Wandriegelquerschnitt 10/160 mm Nadelholz C 4 S10, m = 350 kg/m³, E 0,mean = N/mm² Einfeldträger k =, Stützweite a = 4,75 m I y cm 4 E I y M, k k C a kncm

170 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.145 Wandriegel mit Kippungsplatte Typ (G) Da der Rahmenstielquerschnitt gevoutet ist, ergeben sich verschiedene Drehfedersteifigkeiten aus Profilverformung des gestützten Trägers in Abhängigkeit der Profilhöhe an der betrachteten Stelle. Die größte Profilverformung ergibt sich beim Wandriegel oben an der Traufe. Der Rahmenstiel hat an dieser Stelle die Abmessungen b/t g /t s /h = 180/1/6/75 mm E G t g ts bg , 0,6 18 C P, k 3 ag 37,5 1, 311 kncm

171 00 Hallenbau Die Anschlusssteifigkeit wird für 4 Bolzen M1 gemäß Bild.145 ermittelt. Bei der Verbindung handelt es sich um eine einschnittige Stahlblech-Holz-Verbindung. k ser 1,5 m d,0 3 1, ,0 683 N/mm 3 k i, k kser N/mm 3 3 r i 47,5 14 mm i 4 Bolzen werden beansprucht (jeweils Bolzen je Einfeldträgerende) k r 4 45,551, kncm C A, k i, k i Gesamtdrehfeder: 1 1 C, k CM, k CP, k CA, k C C ,3 1, k, d M C, k kncm 1919 kncm

172 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Typ Pfette mit Kippungsplatte Bild.146 Pfette mit Kippungsplatte Typ (G) Pfettenquerschnitt 80/160 mm Nadelholz C 4 S10, m = 350 kg/m³, E 0,mean = N/mm² Durchlaufträger größer 3 Felder k = 4, Stützweite a = 4,75 m I y cm E I a y M, k k C 588 kncm

173 0 Hallenbau Das Rahmenriegelprofil IPE 300 hat die Abmessungen b/t g /t s /h=150/10,7/7,1/300 mm E G tg ts bg ,07 0,71 15 C P, k 3 ag , kncm Die Anschlusssteifigkeit wird für Bolzen M1 gemäß Bild.146 ermittelt. Bei der Verbindung handelt es sich um eine einschnittige Stahlblech-Holz-Verbindung. k i, k 4555 N/mm (siehe oben) r i mm i Bolzen werden beansprucht Gesamtdrehfeder: k r 45, kncm C A, k i, k i 1 1 C, k CM, k CP, k CA, k C C Typ Pfette ohne Kippungsplatte ,3, k, d M C, k C M, k 588 kncm (siehe C P, k 3590 kncm (siehe 1 38 kncm oben) oben) k i, k 4555 N/mm (siehe oben) r i mm i Bolzen werden beansprucht 307 kncm k r 45,555, 463 kncm C A, k i, k i

174 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Gesamtdrehfeder: 1 1 C, k CM, k CP, k CA, k 1 1 C C, k C ,3, k, d M 106 kncm 1381kNcm Bild.147 Pfette ohne Kippungsplatte Typ

175 04 Hallenbau Die Gesamtdrehfedersteifigkeit wird jeweils durch die Federkomponente mit der geringsten Steifigkeit dominiert. Bei den ersten beiden Anschlusstypen mit Kippungsplatte ist das jeweils der Federanteil aus Profilverformung. Wenn bei diesen beiden Anschlusstypen Rippen in das auszusteifende Profil eingeschweißt werden, dann wird C P,k = und die Gesamtdrehfedersteifigkeit erhöht sich um ca. eine Zehnerpotenz. Beim dritten Anschlusstyp ohne Kippungsplatte bleibt das Einschweißen einer Aussteifungsrippe dagegen fast wirkungslos, da die Gesamtdrehfedersteifigkeit hier durch die sehr kleine Anschlusssteifigkeit C A,k dominiert wird Statische Berechnung und Querschnittstragfähigkeit der Hauptrahmen Die statische Berechnung der Hauptrahmen erfolgt üblicherweise mit Stabwerksprogrammen als ebene Zweigelenkrahmen mit teilweise gevouteten Querschnitten. Zusätzlich zu den wirkenden Lasten wie Eigengewicht, Schnee oder Wind werden auch Schiefstellungen der Rahmenstiele als geometrische Ersatzimperfektionen angesetzt und die Berechnung der Schnittgrößen N, V z und M y nach Theorie II. Ordnung durchgeführt. Die Steifigkeiten des Stabtragwerkes werden dafür mit M1 = 1,10 abgemindert. Die Berechnung des ebenen Zweigelenkrahmen nach Theorie II. Ordnung schließt das Biegeknicken in der Rahmenebene mit ein. Die Bemessung erfolgt als elastischer oder plastischer Querschnittsnachweis mit den Schnittgrößen N, V z und M y nach Theorie II. Ordnung am verformten Querschnitt. Die Querschnittstragfähigkeiten werden im Allgemeinen mit M0 = 1,00 abgemindert, bei Stabilitätsversagen (Druckspannungen) aber mit M1 = 1,10. Die Querschnittsnachweise werden für Querschnitte der Querschnittsklassen 1 und plastisch und für Querschnitte der Querschnittsklasse 3 elastisch geführt. Die Einstufung der Querschnitte erfolgt anhand der Werkstoffgüte und der c/t-verhältnisse der gedrückten Profilflansche (einseitig gestütztes Blech) und der c/t-verhältnisse der gedrückten Profilstege (beidseitig gestütztes Blech). Der ungünstigere Wert ist für die Einstufung maßgebend. Der Einflussfaktor für die Werkstoffgüte ist 35 f y (.19) Für eine Einstufung in Querschnittklasse (plastisch) gelten folgende Obergrenzen für die c/t-verhältnisse: Stege auf Biegung: c/t 83 (.0) Stege auf Druck: c/t 38 (.1) Flansche auf Druck: c/t 10 (.) Für eine Einstufung in Querschnittklasse 3 (elastisch) gelten folgende Obergrenzen für die c/t-verhältnisse: Stege auf Biegung: c/t 14 (.3) Stege auf Druck: c/t 4 (.4) Flansche auf Druck: c/t 14 (.5)

176 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Die Einstufung des Riegelprofils IPE 300 aus S 35 ergibt Querschnittsklasse. Die Einstufung des gevouteten Stützenprofils aus S 35 mit den maximalen Abmessungen b/t g /t s /h = 180/1/6/759 mm ergibt für Flansche: c/t = 90/1 = 7, QK Steg: c/t = (759 1) / 6 = QK 3 Der Steg ist maßgebend. Für den Nachweis des gevouteten Rahmenstieles darf nur eine elastische Spannungsverteilung zugrunde gelegt werden. Die Berechnung der Hauptrahmen als ebene Zweigelenkrahmen kann nur das Biegeknicken in der Rahmenebene erfassen, aber selbstverständlich nicht das Biegeknicken und Biegedrillknicken seitlich aus der Rahmenebene heraus. Der Nachweis gegen Biegedrillknicken erfordert Stabwerksprogramme, die eine Berechnung nach Theorie II. Ordnung und Wölbkrafttorsion ermöglichen. Beispielhaft seien die Programme FE- BGDK von Dlubal oder KSTAB von Kindmann genannt. Diese Programme ermöglichen auch die Berücksichtigung federelastischer Aussteifungen durch angrenzende Bauteile. Von entscheidender Bedeutung ist dabei die richtige Berechnung der Federsteifigkeiten, die für den vorliegenden Fall ausführlich erläutert wurde. Für die Nachweisführung gegen Biegedrillknicken der Rahmenriegel und Rahmenstützen sei auf [86] verwiesen. Dort wird die Vorgehensweise ausführlich anhand einer ähnlichen Stahlhalle vorgeführt.

177 06 Hallenbau.1.3 Bemessung der firstnahen Giebelwandstütze Die firstnahe Giebelwandstütze aus Bild.140 wird gemäß Bild.148 mit dem Stützenfuß an einem Streifenfundament und mit dem Stützenkopf am Riegel des Hauptrahmens in der Giebelwand angeschlossen. Die Schraubenverbindung zwischen Stützenkopf und Hauptrahmen-Riegel sollte mit vertikalen Langlöchern erfolgen, damit sich Durchbiegungen des Riegels einstellen können, ohne dass die Giebelwandstütze dadurch eine Normalkraftbeanspruchung erfährt. Bei Ausbildung mit Langlöchern ist die Giebelwandstütze ein stehender Einfeldträger, der infolge Windbelastung nur auf Biegung beansprucht wird. Für diese biegebeanspruchten Giebelwandstützen sind Profile der IPE-Reihe besonders wirtschaftlich (vgl. Abschnitt.9). Bild.148 Anschluss Giebelwandstütze als Pendelstütze

178 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Die horizontalen Auflagerkräfte der Giebelwandstütze werden am Stützenfuß in das Streifenfundament und am Stützenkopf in den Knotenpunkt des Dachverbandes eingeleitet. Das statische System für die Berechnung der Giebelwandstütze ist in Bild.149 dargestellt. Die Lasteinzugsfläche der Giebelwandstütze wird zwischen den beiden angrenzenden Feldern gemittelt. Giebelwandstützenabstand: e = (4,07 + 5,40) / = 4,74 m Winddruck: W Druck = 4,74 0,8 0,87 = 3,30 kn/m Windsog: W Sog = 4,74 (0,5) 0,87 =,06 kn/m Der Lastangriffspunkt liegt für den Lastfall Winddruck am Druckgurt der Giebelwandstütze und für den Lastfall Windsog am Zuggurt der Giebelwandstütze (vgl. Bild.149). Dies hat Einfluss auf die Biegedrillknicksicherheit der Giebelwandstütze. Bild.149 Statisches System der firstnahen Giebelwandstütze IPE 00, S 35 Es wird versucht, die Biegedrillknicksicherheit der Giebelwandstütze zunächst ohne die aussteifende Wirkung der Giebelwandriegel nachzuweisen. Die einwirkenden Bemessungsschnittgrößen sind: F wdruck l 1,5 3,30 6,90 Winddruck : M d 9,46 knm 8 8 Windsog : M d F w 8 Sog l 1,5,06 6, ,39 knm

179 08 Hallenbau Das ideale Biegedrillknickmoment M cr kann der Literatur z. B. [86] entnommen werden. M cr N cr,z c 0,5 z p 0,5 z p (.6) mit = 1,1 als Beiwert für den Momentenverlauf N cr,z E I l z ,90 61,84 kn c ( I 0,039 l I T ) / I z (1746 0, ,85) /14 985,4 cm² Winddruck : M cr,k Windsog : M cr,k z 1,1 61,8 z p p 1,1 61,8 h 10 cm 985,4 0,510 h 10 cm 985,4 0,510 0, kncm ˆ 18,54 knm 0, kncm ˆ 5,47 knm Im Lastfall Winddruck ist das Bemessungsmoment M d = 9,46 knm größer als das ideale Biegedrillknickmoment M cr,k = 18,54 knm. Ein Nachweis der Biegedrillknicksicherheit kann deshalb nicht gelingen.

180 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Behinderung der Verdrehung durch die angeschlossenen Wandriegel Am dritten Wandriegel von unten wird der Wandriegelanschluss mit einer Kippungsplatte als Drehfeder ausgebildet (vgl. Bild.140). Bild.150 zeigt die konstruktive Ausbildung des Anschlusses mit einer eingeschweißten Rippe in der Giebelwandstütze zur Verhinderung der Profilverformung des gestützten Träger. Bild.150 Detail Wandriegelanschluss Giebelwandstütze Wandriegelquerschnitt 90/160 mm Nadelholz C 4 S10; m = 350 kg/m³; E 0,mean = N/mm² Einfeldträger k =, Stützweite a = 4,75 m I y cm 4 E I y M, k k C a 1458 kncm

181 10 Hallenbau Eingeschweißte Rippe C P = Die Anschlusssteifigkeit wird für 4 Bolzen M1 gemäß Bild.150 ermittelt. Bei der Verbindung handelt es sich um eine einschnittige Stahlblech-Holz-Verbindung. k ser 1,5 m d,0 3 1, ,0 683 N/mm 3 k i, k kser N/mm 3 3 r i 47,5 14 mm i 4 Bolzen werden beansprucht (jeweils Bolzen je Einfeldträgerende) k r 4 45,551, kncm C A, k i, k i Gesamtdrehfeder: 1 1 C, k CM, k CP, k CA, k C C ,3, k, d M C, k kncm 9449 kncm Das ideale Biegedrillknickmoment M cr für die Giebelwandstütze mit Drehfeder C,d im Abstand 3,30 m vom Stützenfuß und Lastangriff bei z p = h/ für Winddruck gemäß Bild.149 wird mit dem Programm KSTAB berechnet zu M cr,d = 47,55 knm. M cr,d wird dabei als Design-Wert berechnet mit M = 1,3 für die Drehfeder aus Holz und M = 1,1 für die Eigensteifigkeit der Giebelwandstütze aus Stahl. Die Eigenform für die Torsionsverdrehung ist zweiwellig mit einem Nulldurchgang im Bereich der Einzeldrehfeder.

182 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Biegedrillknicknachweis Zur Berücksichtigung der Momentenverteilung darf modifiziert werden 0,70 1,00 0,75 0,97 0,97 1 1,0 0,75 1 0,97 1,00 0,75 0,4 1,00 0,34 1 0,5 0,75 0,4 1 0,5 0,34 b Knickspannungslinie,0 00 /100 / 1, ,5) (0,6 ) (W 5,30 knm 1,1 47,55,, pl,y 1 LT LT LT LT LT LT LT LT LT k cr k y LT M cr,d cr,k b h M f M M 3393 kncm 3,5/1,1 0,6 0,7 / 0,7 0,97 0,70 1,0 0,97 0,8 1,0,0 1 0,94 ) (1 0,5 1 1,0 0,8,0 1 ) (1 0,5 1 0,94 1,,,mod,,mod M k y y pl LT Rd by LT LT LT c c f W M f k f k 1 0,87 33,93 9,46 M M : Nachweis by,rd d LT

183 1 Hallenbau.1.4 Bemessung des Dachverbandes Die Dachverbände werden gemäß Bild.136 in beiden Giebelfeldern angeordnet, wo sie sich auf Wandverbände in den traufseitigen Außenwänden abstützen. Der dritte, in der Hallenmitte angeordnete, Dachverband ist nur erforderlich, wenn die Gesamtanzahl der zu stabilisierenden Hauptrahmen die Zahl 1 übersteigt (vgl. Berechnung der Dachverbandsfedersteifigkeiten in Abschnitt.1..). Dies ist erst ab einer Gebäudelänge von 11 4,75 + 4,50 = 61,5 m der Fall (Hauptrahmenabstand c/c HR = 4,75 m, Giebelrahmenabstand c/c GR = 4,50 m). Bild.151 zeigt das statisches System für die Berechnung des Dachverbandes. Der in der Firstlinie in der Realität geknickte Dachverband wird gedanklich in eine horizontale Ebene geklappt. Die Stützweite dieses dann ebenen Fachwerkträgers beträgt 1,68 / cos 15 =,44 m. Bild.151 Statisches System Dachverband Lastannahmen Die Dachverbände erhalten Lasten aus Winddruck auf der luvseitigen Giebelwand, Windsog auf der leeseitigen Giebelwand, Windreibung auf der Dachfläche und Stabilisierungslasten aus der seitlichen Abstützung der Riegelprofile der Hauptrahmen. Winddruckordinaten: Traufe: W Druck = 5,05/ 0,8 0,87 = 1,76 kn/m First: W Druck = 7,95/ 0,8 0,87 =,77 kn/m Windsogordinaten: Traufe: W Sog = 5,05/ (0,5) 0,87 = 1,10 kn/m First: W Sog = 7,95/ (0,5) 0,87 = 1,73 kn/m Windreibungskräfte werden auf die beiden giebelseitigen Dachverbände verteilt. Der Reibungsbeiwert für die gerippte Dachoberfläche beträgt c fr = 0,04. W Reibung = 1/ 0,04 61,5 0,87 = 1,07 kn/m Bild.15 zeigt die Lastbilder für Winddruck und Windsog.

184 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.15 Lastbilder Winddruck und Windsog Dachverband Die Stabilisierungskräfte werden mit dem vereinfachten Modell gemäß EC3 Teil 1-1 Abschnitt berechnet. Siehe dazu Abschnitt.10.1 mit Bild.114 und den Gleichungen (.7) und (.8). Die Anwendung dieses vereinfachten Modells zur Berechnung der Stabilisierungskräfte ist nur dann auf der sicheren Seite, wenn die zu stabilisierenden Rahmenriegel eine Mindestdrehbettung gemäß Gleichung (.8) aufweisen. min c q z h 8,05 0,3,4 knm/m q z = Streckenlast auf dem Obergurt der Rahmenriegel = 1,35 g + 1,50 s = (1,35 0,50 + 1,50 0,68 ) 4,75 = 8,05 kn/m h = 0,3 m (Riegelprofil IPE 300) vorh c c e,d ,3 knm/m c,d = 106 kncm Drehfedersteifigkeit Typ Pfette ohne Kippungsplatte e = 115 cm Pfettenabstand

185 14 Hallenbau vorh c = 9,3 knm/m > min c =,4 knm/m Die Anwendung des vereinfachten Modells zur Berechnung der Stabilisierungskräfte gemäß EC3 Teil 1-1 Abschnitt ist auf der sicheren Seite. Wenn die Mindestdrehbettung gemäß Gleichung (.8) nicht vorhanden ist, dann muss eine genauere Berechnung der Stabilisierungskräfte mit den Berechnungsverfahren von Friemann/Stroetmann [63] oder Kindmann/Krahwinkel [90] erfolgen. Im Folgenden werden die Bezeichnungen aus Bild.114 verwendet. Schubsteifigkeit des Dachverbandes aus Stahlrohren 88,9 3, mit A D = 8,6 cm²: S * k EA D * sin cos 10008,6sin * Sk 6958 Sd 5735 kn M1 1,10 Stich der geometrischen Ersatzimperfektion:,44 e0 L 0,045 m Stich der Verformung infolge Windlasten: F q wdruck wreibung L 1,5,77 1,07 8 S * d 64,91 cos64, kn Druckkraft im Rahmenriegelobergurt (Lastfall Wind auf Giebelwand): N Ed N d M h d 18,7 Anzahl von einem Dachverband zu stabilisierender Rahmenriegel: 3,6 86,9 0,3, kn 0,006 m 1 n 6 Vergrößerungsfaktor Theorie II. Ordnung: 1 N 1 N ki 1 n N 1 * S d Ed , ,009 Stabilisierungslast: e0 q 0,045 0,006 qs, d N Ed 8 686,9 8 1,009 0,43 L,44 kn/m

186 .1 Berechnungsbeispiel Stahlhalle nach EC3 Teil Bild.153 Stabilisierungslasten Dachverband Bild.154 Normalkräfte N d Dachverband Bild.153 zeigt das Lastbild für Stabilisierungslasten q s, welche zusätzlich zu Winddruck auf den Giebel wirken. Die Stabkräfte im Dachverband werden mit einem Stabwerksprogramm berechnet. Bild.154 zeigt die Bemessungswerte der Normalkräfte im Dachverband berechnet aus F Winddruck (1,50 Lasten aus Bild.15 oben) und Stabilisierungslasten (1,00 Lasten aus Bild.153). Die größte Drucknormalkraft tritt in der zweiten Verbandsdiagonalen von außen auf und beträgt N d = 51,39 kn.

187 16 Hallenbau Biegeknicknachweis für Verbandsstäbe Querschnitt: Rohr 88,9 3,, S35, warmgefertigt Knicklänge: L cr 4,50,10 4,97 m Ideale Knicklast: N cr E I L cr , ,4 kn Bezogene Schlankheit: A f N cr y 8,6 3,5 66,4 1,75 Imperfektionsbeiwert: 0,1 0,5 N b, Rd Nachweis: 1 0, 0,5 1 0,11,75 0, 1 f A N N M1 d y b, Rd,19 1,19 1,75 3,5 0,88,6 51,56 1,10 51,39 0, ,56 0,8 kn 1,75,19

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