Beton- und Stahlbetonbau 1/2021

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116. Jahrgang Januar 2021 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

−− Modelle zu Schwinden und Kriechen −− Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton −− Analyse der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen −− Charakteristische Druckfestigkeit für geringe Stichprobenumfänge −− Impaktsicherheit durch mineralisch gebundene Komposite

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Konrad Bergmeister, Frank Fingerloos, Johann-Dietrich Wörner (Hrsg.)

Beton-Kalender 2021 Schwerpunkte: Fertigteile, Integrale Bauwerke (2 Teile)

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der Beton-Kalender hat einen unvermindert hohen Stellenwert in den Planungsbüros, in der Bauindustrie und bei Bauproduktenherstellern Autoren aus Praxis, Normung und Forschung neuartige Betone und deren Einsatzmöglichkeiten wie z.B. UHPC Stahlfaserbeton und Infraleichtbeton

Das Thema Nachhaltigkeit, der schonende Umgang mit Ressourcen bei Neubau und dem Bauen im Bestand werden im Beton-Kalender 2021 unter dem Blickwinkel des Bauens mit Fertigteilen beleuchtet.

Unter dem Schwerpunkt „Integrale Bauwerke“ wird der aktuelle Stand des Wissens für diese Bauweise zusammengefasst.

2020 · 1246 Seiten · 1047 Abbildungen · 215 Tabellen Hardcover

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Beton- und Inhalt Stahlbetonbau 1/21 Zum Titelbild: Der thermische Ausdehnungskoeffizient von Beton besitzt hinsichtlich der Analyse thermisch induzierter Spannungs- und Verformungszustände von Fahrbahnplatten, wie auf dem Titelbild zu sehen bei einer Bundesautobahn, einen hohen Stellenwert. Er wird bisher jedoch bei der rechnerischen Dimensionierung nur pauschal über allgemeine Tabellenwerte berücksichtigt. Im Zusammenhang mit der Weiterentwicklung nationaler Dimensionierungsverfahren kommt der Verbesserung der Qualität von Eingangsdaten eine hohe Bedeutung für die Erzielung realitätsnaher Vorhersagen zu. Daher wurden unter Beachtung straßenbauspezifischer Gesichtspunkte zwei Prüfansätze entwickelt, die im Beitrag auf den Seiten 26 – 34 vorgestellt sowie hinsichtlich möglicher Messunsicherheiten diskutiert werden. Die mit den Prüfansätzen durchgeführten Bestandsuntersuchungen an Betonen aus dem BAB-Netz führen insgesamt zu plausiblen Ergebnissen hinsichtlich der Größenordnung der ermittelten thermischen Ausdehnungskoeffizienten. Für eine abgesi­cherte Quantifizierung bedarf es der Weiterentwicklung dieser Prüfansätze. (Foto: Marko Wieland)

EDITORIAL

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Konrad Bergmeister Zukunft des Planens und Bauens – eine Trendwende nach ­Corona?

AUFSÄTZE

Harald S. Müller, Fernando Acosta Urrea, Vladislav Kvitsel 2 Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton

Teil 1: Analyse des Schwindmodells in DIN EN 1992-1-1:2011 und neuer Ansatz im Eurocode 2 prEN 1992-1-1:2020

Peter Mark, Vincent Oettel, Katharina Look, Martin Empelmann 19 Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton

Alexandra Spilker, Ludwig Stelzner, Frank Weise, Marko Wieland 26 Analyse der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen aus dem BAB-Netz

Rabea Sefrin, Christian Glock, Enrico Schwabach 35 Ermittlung der charakteristischen Betondruck­festig­keit von ­Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge

Bewertung und Vergleich mit bisherigen Ansätzen

Iurie Curosu, Viktor Mechtcherine, Duy Minh Phuong Vo, ­Cornelia ­Sennewald, Chokri Cherif, Enrico Wölfel, Christina Scheffler, Ting Gong, Ali A. Heravi, Erik Tamsen, Daniel Balzani, Alaleh Shehni, Ulrich Häußler-Combe, Alexander Fuchs, Michael Kaliske, Christoph Scope, Edeltraud Günther 45 Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch ­gebundene Komposite: Materialebene 116. Jahrgang Januar 2021, Heft 1 ISSN 0005-9900 (print) ISSN 1437-1006 (online) Peer-reviewed journal Die Beton- und Stahlbetonbau ist im Journal Citation Report von Clarivate Analytics (vormals Thomson Reuters), sowie in Scopus von Elsevier gelistet.

Impact Factor 2019: 0,974 CiteScore 2019: 1,7

Marcus Hering, Silke Scheerer, Manfred Curbach, Duy Minh Phuong Vo, Cornelia Sennewald, Chokri Cherif, Frank Liebold, Hans-Gerd Maas, Aurel Qinami, Christian Steinke, Alexander Fuchs, Michael Kaliske, Iurie ­Curosu, Viktor Mechtcherine 58 Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch ­gebundene Komposite: Bauteilebene BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell 69 74 VERANSTALTUNGSKALENDER

Produkte & Projekte

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Ulmer Betontage Betonfertigteile und Betontechnik

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65. BETONTAGE

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BetonTage 2021 Fachkongress und Ausstellung zu 100 Prozent online

Im nächsten Jahr feiern die BetonTage ihre digitale Premiere.

Der Branchenkongress der Betonfertigteilindustrie findet vom 23. bis 26. Februar 2021 ausschließlich online statt. Wie bei zahlreichen anderen Events hat der Veranstalter entschieden, in der Corona-Pandemie eine sichere Alternative zur Präsenzveranstaltung zu wählen. Durch die Transformation des Fachprogramms und der begleitenden Ausstellung in ein digitales Format haben die Besucherinnen und Besucher nun Gelegenheit, virtuell an den Vorträgen teilzunehmen, die Ausstellung zu besuchen und sich über die interaktive Kommunikationsplattform zu vernetzen. Dabei soll die einzigartige Qualität des ­Branchentreffs auch in der digitalen Version erlebbar bleiben.

Blick in die Zukunft

Keynotes weisen den Weg

Betonbauteile im Fokus

Die Digitalisierung stellt alle Unternehmen vor große Heraus­ forderungen. Sie bietet jedoch auch vielfältige Chancen, denen man sich nicht verschließen sollte. Eröffnungsredner Dr. Jörg Wallner vom 2b AHEAD ThinkTank aus Leipzig zeigt, wie der digitale Umbruch erfolgreich gemeistert werden kann. Gedanken über die Zukunft macht sich auch Co-Eröffner Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach, Technische Universität Dresden. Der ­„Carbonbeton-Papst“ plädiert für ein klima- und ressourcenschonendes Bauen und kehrt für seinen Vortrag das James Bond-Credo um: „Die Welt ist genug – Über die physische Welt von morgen“, so der Titel.

Wichtige Impulse speziell für die Betonfertigteilbranche bieten die Podien zum konstruktiven Betonfertigteilbau, zu Leichtbeton und Betonwerkstein sowie zu Betonprodukten des Straßen-, Landschafts- und Gartenbaus. Hier werden beispielsweise Entwicklungen wie der Einsatz von R-Beton, Infraleichtbeton und UHPC thematisiert. Ausgewählte Objektberichte zeigen zudem die vielfältigen Gestaltungsmöglichkeiten und innovativen Anwendungen vorgefertigter Betonbauteile auf. Gleichzeitig greift das Podium „Wirtschaft und Recht“ wirtschaftliche und juristische Fragestellungen auf.

Ein weiteres Highlight und Blick über den Tellerrand der ­Branche hinaus ist der „besondere Beitrag“ am zweiten Kongresstag. In seinem Vortrag „Führung stirbt nicht“ skizziert der renommierte Coach Peter Holzer die Anforderungen an Unternehmen in schwierigen Zeiten.

Zukunftstag Bauwirtschaft

Das Fachprogramm der 65. BetonTage steht unter dem Motto „Intelligent Bauen – Megatrends in Beton“ und umfasst über 100 Beiträge, die im digitalen Plenum und mehreren parallelen Sessions präsentiert werden. In den Podien „Umweltgerechtes Bauen mit Beton“, „Potenziale der Betonbauteile von morgen“ und „Von der Forschung zur Praxis – Fokus Baustelle“ informieren Branchenexperten über richtungsweisende Entwicklungen.

Vorträge über neue Betone, innovative Zusatzstoffe und Herstellungsverfahren zeigen Möglichkeiten für das nachhaltige Bauen mit Beton auf.

© BetonTage/photodesign_buhl

Der Zukunftstag Bauwirtschaft am 25. Februar 2021 fungiert als gemeinsame Wissensplattform für Bauunternehmen und ihre Partner aus der Vorfertigung. Er wird erneut gemeinsam mit der

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65. BETONTAGE

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wegen ihrer Landschaft schätzen, pflegt einen außerordentlich kreativen und innovativen Umgang mit dem Baustoff Beton.

Architektonische Highlights und digitale Vorfertigung stehen daher im Mittelpunkt der Vorträge.

© BetonTage/photodesign_buhl

Neue Partner und Träger

Bauwirtschaft bestritten und befasst sich unter anderem mit den Megatrends Carbonbeton und 3D-Druck. Die Decarbona­ tisierung von Zement, das serielle Bauen und der Einsatz von BIM stehen ebenfalls auf der Agenda. Am Nachmittag werden parallele Podien mit Vorträgen rund um den Hoch-, Tief- und Kanalbau angeboten.

Architektur und Tragwerksplanung Der vierte Kongresstag ist den Marktpartnern aus Architektur und Tragwerksplanung gewidmet. Nach den Keynotes, unter anderem ist der renommierte Schweizer Architekt Max Dudler angefragt, wird vom InformationsZentrum Beton erstmals im Rahmen des Kongresses der Architekturpreis Beton verliehen.

Die vier ausgezeichneten Büros stellen ihre preisgekrönten Bauten nachmittags im Podium „Beton in der Architektur“ vor.

Ein spezielles Podium gibt es auch wieder für die Zielgruppe der Tragwerksplaner.

Der Hauptverband der Deutschen Bauindustrie (HDB) ist neuer Mitträger der BetonTage und bringt sich im Programm mit ein. Am 24. Februar 2021 zeigt HDB-Vizepräsident Dr. Matthias Jacob die Perspektiven der Bauwirtschaft in Deutschland nach der Coronakrise auf. Dr. Jörg Krämer, Chefvolkswirt der Commerzbank geht zuvor auf die gesamtwirtschaftlichen Auswirkungen für Deutschland und Europa ein. Ein wirtschaftspolitisches Statement setzt die Partnerschaft mit solid UNIT, dem Netzwerk für das innovative Bauen mit mineralischen Baustoffen.

Virtuelle Messe Die BetonTage werden von einer Ausstellung der Zuliefer-, Maschinen- und Softwareindustrie begleitet. Die Unternehmen präsentieren ihre Produkte und Dienstleistungen erstmals auf ihrem virtuellen Stand und treten dort mit den Besuchern in Interaktion. Ausgewählte Aussteller und Hersteller aus der Betonfertigteilindustrie präsentieren ihre Produktneuheiten im Forum Innovation.

Gastregion Südtirol

„Die mehr als 100 Aussteller, die uns die Treue halten, sowie die Fülle innovativer Vortragsthemen haben uns den Entschluss fassen lassen, die 65. BetonTage als virtuellen Kongress durchzuführen. Durch diesen Schritt eröffnen sich auch für die Zukunft neue Wege, hin zu einem hybriden Veranstaltungsformat, bei dem wir die analogen und digitalen Welten dauerhaft mit­ einander verknüpfen können,“ so Dr. Ulrich Lotz als Geschäftsführer der FBF Betondienst GmbH.

Die Gastregion präsentiert der seit vielen Jahren verbundene Partner „Concrete Südtirol“. Die Region, die viele vor allem

Das Programm und alle Informationen zum Kongress auf www.betontage.de.

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BETONFERTIGTEILE UND BETONTECHNIK

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Vier Sterne de Luxe: Parkhotel Heilbronn mit innovativer Betonfassadenbefestigung Am Stadtpark in Heilbronn entstand ein luxuriöses Vier Sterne Plus Hotel mit einer innovativen Betonfassade. Für die gedämmten ­Fassadenelemente nutzten Berthold Architekten BDA eine außergewöhnliche wie effiziente Lösung: Die Gesimse aus weißen Betonfertigteilen sind mit den tragenden Wärmedämmelementen Schöck Isokorb für auskragende Bauteile befestigt und thermisch getrennt.

Der Rohbau konnte so unter anderem ohne Gerüst und in sehr kurzer Zeit gebaut werden.

Bild 3 Die bis zu 7 t schweren Gesimsplatten wurden ebenso wie die ­Pilaster im Fertigteilwerk in Ebhausen produziert. Der weiße Farbton ist mit Weißzement und aufhellenden Pigmenten aus Titandioxid hergestellt.

Bild 1 Am Stadtpark in Heilbronn entstand ein luxuriöses Vier Sterne Plus Hotel mit einer innovativen Betonfassade.

Der Hotelentwurf von Berthold Architekten BDA, der den ersten Preis eines Realisierungswettbewerbs gewann, entwickelt gekonnt das Ensemble der Bestandsgebäude mit der Stadthalle Harmonie mit Theodor-Heuss-Saal weiter und zitiert die Formensprache der 60er Jahre. Im Zuge des Hotelneubaus gestaltet die Stadt Heilbronn den 1,39 Hektar großen Stadtpark komplett neu und erweitert ihn. Der Park schließt südlich und östlich an die Stadthalle Harmonie an. In direkter Nachbarschaft steht das neue Hotelgebäude.

Architektonisches Konzept Das luxuriöse Vier Sterne Plus Hotel von Berthold Architekten BDA, die auch für die Ausführungsplanung zuständig waren, beginnt exakt an der Gebäudekante des Saales. Der zehnge-

Bild 4 Zur thermischen Trennung der schmalen Gesimselemente, die eine Auskragung von max. 70 cm aufweisen, kam das tragende Wärmedämmelement Schöck Isokorb T Typ K zum Einsatz.

Bild 2 Die Gesimse aus weißen Betonfertigteilen mit einer Gesamtlänge von ca. 1.000 Laufmetern sind wie Balkone geplant, frei begehbar und mit einem Geländer gesichert.

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schossige Hotelbaukörper mit 174 Gästezimmern steht zurückgesetzt, mittig auf einem eingeschossigen, vollständig verglasten Baukörper, der die Lobby, Tagungsräume, das Hotelrestaurant und die Hausbrauerei aufnimmt. Der Rücksprung der oberen Geschosse schafft Freiräume und somit einen behutsamen ­Übergang vom öffentlichen Bereich zum privaten Hotelbau. Im Inneren können die Gäste das gesamte Ensemble von der Lobby bis zur Stadthalle auf einer Promenade durchqueren.

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BETONFERTIGTEILE UND BETONTECHNIK

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Die Gästezimmer und Tagungsräume im 1. OG haben einen direkten Zugang zum Dachgarten erhalten, der den Park zu einem Teil des Gebäudes werden lässt. Auch hier zeigt sich der Leitgedanke für den Entwurf, das Hotel als Veranstaltungsort zu begreifen: die Lobby- und Tagungsflächen sind großzügig bemessen, das DG bietet einen Bankettsaal und eine Bar, welche beide an eine Terrasse mit Aussicht über die Stadt angebunden sind. So wird das Hotel nicht nur eine Unterkunft für auswär­tige Gäste, sondern auch ein Ort für die Bürger von Heilbronn, die hier ihre Feste mit Blick auf ihre Stadt feiern können.

Fassadengestaltung ganz ohne Gerüst

Sieben Tonnen feinster Sichtbeton Die bis zu 7 t schweren Gesimsplatten wurden ebenso wie die Pilaster im Fertigteilwerk in Ebhausen produziert. Der weiße Farbton ist mit Weißzement und aufhellenden Pigmenten aus Titandioxid hergestellt. Die Gesimse mit einer Gesamtlänge von ca. 1.000 Laufmeter sind wie Balkone geplant, frei begehbar und mit einem Geländer gesichert. Zur thermischen Trennung der schmalen Gesimselemente, die eine Auskragung von max.

70 cm aufweisen, kam das tragende Wärmedämmelement Schöck Isokorb T Typ K zum Einsatz. „Die Positionierung des Isokorb im Zusammenhang mit den Gesimsen und Fenstern war in unserer Ausführungsplanung eine große bautechnische Herausforderung“, berichtet Architekt Speelmanns. In einer 7,50 m langen Gesimsplatte liegen insgesamt 4 m Schöck ­Isokorb T Typ K, der vor dem Betoniervorgang auf die Länge von 500 mm halbiert und mit jeweils 500 mm Abstand ein­

„Unser Ziel war es, dass man das Gebäude auf den ersten Blick als ein Hotel erkennt. Da es sich um ein Parkhotel Motiv Fertigteile, Juniorpage handelt, war uns der Bezug zum wieder entstehenden Park besonders wichtig.

Das haben wir mit einer vollflächigen Verglasung der Hotelzimmer und schmalen Balkongesimsen umgesetzt. Von den Zimmern aus bietet sich den Gästen ein herrlicher Ausblick auf die Stadt und die angrenzenden Weinberge.

Die Fassade haben wir in horizontale Gesimse und senkrechte Pilaster aus weißem Sichtbeton gegliedert, die die großformatigen Fensterflächen rahmen. Die Vor- und Rücksprünge der Fassadenteile verleihen dem Hotel ein lebendiges Erscheinungsbild. Die 70 cm tiefen Gesimse sind begehbar und ermöglichen den Hotelgästen so einen direkten Bezug zum Außenraum“, erläutert Christian Speelmanns von Berthold Architekten BDA die Gestaltung.

Die Gesimse bestehen aus massiven Betonfertigteilen und übernehmen zugleich die tragende Funktion der Balkonplatten. „So konnten wir uns ein weiteres Gewerk sparen und sogar auf ein Baugerüst verzichten. Die Fenster und Geländer haben wir nachträglich von Innen eingebaut“, erklärt Bauleiter Mike Vivas vom Ingenieurbüro PSB Vivas aus Hohenfels.

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(Fotos: Schöck Bauteile)

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Bild 5 Der Einbau der schmalen Gesimselemente mit dem tragenden ­Wärmedämmelement Schöck Isokorb T Typ K.

Bild 6 Die im FTW produzierten Gesimselemente mit dem tragenden Wärme­dämmelement Schöck Isokorb T Typ K.

gebaut wurde. Zur Dämmung kam in die Aussparungen der Schöck Isokorb T Typ Z.

und der Fassade. Die im Grundriss 57 × 42 cm starken Fertigteile stehen auf den querliegenden Gesimsen und sind mit Sonderanfertigungen aus V4A-Stahl an den vertikalen Bauelementen befestigt. Das Gesimselement ist nach dem Aushärten des Aufbeton konnte bereits mit der darauffolgenden Etage begonnen werden. Alles ohne aufwendiges Gerüst. Mit dem Rohbau war auch direkt die Fassade fertig. Diese Vorgehensweise wiederholte sich bis zur neunten Etage, wo sich die Hotelzimmer befinden. Ab dem 10. OG ä ­ ndert sich das Fassadenbild mit den unterschiedlichen Raum­höhen für die Konferenzräume. Der Neubau Parkhotel Heilbronn zeigt in eindrucksvoller Weise, wie modernes, zeit­ge­mäßes Planen mit Fertigteilen anspruchsvolle Architektur und gleichzeitig effiziente Bauabläufe ermöglicht.

Bauausführung „just in time“ „Das Hotelgebäude gründet auf Betonbohrpfählen und ist in den beiden Untergeschossen und dem Erdgeschoss ein klassischer Stahlbetonbau. Ab dem 1. OG haben wir auf der Ort­ betondecke der jeweiligen Etagen die Raumaufteilung überwiegend mit bewehrten Doppelwand-Elementen ausgeführt, die wir nach dem Aufrichten mit Ortbeton ausgefüllt haben“, erläutert Wolfgang Brodbeck von der Gottlob Brodbeck GmbH & Co. KG aus Metzingen. An der Stirnseite der Innenwände beziehungsweise der Schotten übernehmen die senkrecht stehenden Pilaster die Funktion der Außenwand

Doka steht ab jetzt für Schalung und Gerüste Doka bietet ab sofort Schalungslösungen und Gerüste. Dabei geht es aber um mehr als nur Produkte. Durchdachte Lösungen und Dienstleistungen – von der Planung, über das Engineering bis hin zu Schulungen – gewährleisten Transparenz in komplexen Baupro­ jekten, Materialfluss-Optimierung und Kosteneffizienz.

Maisach – Mit der strategischen Partnerschaft mit AT-PAC steigt Doka neben dem bewährten Geschäftsmodell Schalung in den internationalen Gerüstemarkt ein. Durch die Unternehmensbeteiligung am amerikanischen Gerüste-Hersteller entsteht eine starke globale Einheit, die internationale Vertriebsstärke mit einem über Jahrzehnte angewachsenen Know-how im Bereich Gerüste verbindet. So tritt Doka zukünftig als Voll-Lieferant für Lösungen im Schalungs- und Gerüstebereich auf. „Mit der strategischen Partnerschaft bieten wir weit mehr als nur ein Gerüst an. Wir bieten unseren Kunden – wie wir das in der Schalung seit Jahrzehnten tun – nun auch durchdachte Gerüste-Lösungen sowie Services rund ums Gerüst“, so Doka CEO Harald Ziebula. Dieser Schritt ist ein wesentlicher ­Meilenstein der Doka-Wachstumsstrategie, da er ein bisher

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unerschlossenes Markt- und Kundensegment eröffnet: die Industrie. „Das ergänzt die Schalung perfekt und gibt uns ein weiteres Standbein. Dieses Geschäftsfeld ist konstanter und bietet kontinuierliche Wachstumschancen“, fügt Ziebula hinzu.

Jeff Davis, CEO von AT-PAC zur Unternehmensbeteiligung: „Mit Doka haben wir einen starken Partner in der Bauwirtschaft. Die strategische Partnerschaft bedeutet für unsere ­Kunden vor allem den Vorteil, dass sie alles aus einer Hand bekommen.“

Ringlock – Weit mehr als nur ein Gerüst Neben hoch-qualitativen Ausführungen und globaler Verfügbarkeit von Ringlock profitieren Kunden vor allem von einem ganzheitlichen digitalen Baumanagement-Service.

Damit sind Transparenz, eine optimale Koordination aller Ressourcen und mehr Wirtschaftlichkeit gewährleistet. Das internationale Netzwerk von Doka ermöglicht darüber hinaus auf individuelle Kundenbedürfnisse und regionale Spezifika einzugehen. www.doka.de

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Murasan Hydrotech 883 – neue Massen­ hydrophobierung für Betonwaren der MC-Bauchemie

(Fotos: MC-Bauchemie)

Mit Murasan Hydrotech 883 hat die MC-Bauchemie eine Hydrophobierung zur Herstellung von Betonwaren sowohl aus erdfeuchtem als auch aus Gussbeton, sogenanntem Wet-Cast, auf den Markt gebracht. Mit diesem neuen wasserabweisenden Zusatzmittel können Betonwarenhersteller den Widerstand ihrer Betonelemente gegen das Eindringen von Wasser verbessern, Wasserschäden erheblich verringern und Ausblühungen minimieren.

Bild 2 Murasan Hydrotech 883 ist die neue Massenhydrophobierung für Betonwaren der MC-Bauchemie.

wie bei einem Schwamm in den Beton eingesaugt wird. Eindringendes Wasser kann eine Reihe von Schädigungen im Beton bewirken. So kann etwa der durch gefrorenes Wasser erzeugte Druck zu Abplatzungen im Beton führen. Außerdem kann eindringendes Wasser eine Vielzahl aggressiver Chemikalien mitführen und das Betongefüge schädigen sowie durch Diffu­sion Ausblühungen auf der Oberfläche hinterlassen.

Bild 1 Murasan Hydrotech 883 sichert eine sichtbar verringerte Wassereindringtiefe gegenüber nicht hydrophobierten Betonwaren. Nach 28 Tagen wurden die Probekörper in Bild 1 (ohne Zusatzmittel) und Bild 2 (mit Murasan Hydrotech 883) bis zur vollständigen Sättigung in Wasser eingetaucht. Danach wurden sie durch Dreipunktbiegen in zwei Hälften gebrochen. Die Querschnitte der Prismen zeigen, wie tief das Wasser tatsächlich in die Probekörper eingedrungen ist.

Bild 1 zeigt, dass das Wasser relativ tief eingedrungen ist, wohingegen in Bild 2, das die mit Murasan Hydrotech 883 hydrophobierten Prismen zeigt, nur oberflächlich eingedrungen ist.

Wenn Beton aushärtet, wird jegliches Wasser, das nicht für die Zementhydratation verwendet wird, abgegeben. Dieser Prozess hinterlässt ein Netzwerk miteinander verbundener Poren und Kapillaren im Beton, über die Wasser durch die Kapillarkräfte

Mit Murasan Hydrotech 883, dem neuen Hochleistungs-­ Hydrophobierungsmittel der MC-Bauchemie, können Beton­ warenhersteller diese Risiken vermeiden. Die silanbasierte ­Massenhydrophobierung ist auf die Anforderungen in der Betonwarenindustrie zur maschinellen Herstellung von qualitativ hochwertigen Betonwaren abgestimmt. Murasan Hydrotech 883 reduziert das Risiko von Wasserschäden und sichert eine höhere Beständigkeit gegen Frost und Tausalze. Die Hydrophobierung, die mit oder nach Zugabe des Anmach­wassers in die Betonmischung eingemischt wird, sorgt für ein besseres optisches Erscheinungsbild, indem es Ausblühungen minimiert und die Farbgleichmäßigkeit und Helligkeit der Betonwaren sowie ihre Oberflächentextur verbessert. Außerdem bietet die Hydrophobierung eine verbesserte Langzeitbeständigkeit der Betonwaren. www.mc-bauchemie.de

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Dyckerhoff erhält als erster deutscher Hersteller die Zulassung für CEM II/CZement Dyckerhoff hat vom Deutschen Institut für Bautechnik (DIBt) die allgemeine bauaufsichtliche Zulassung für den in den Werken Amöneburg und Deuna produzierten Portlandkompositzement CEM II/C-M (S-LL) erhalten und ist damit laut Unternehmensangaben der erste deutsche Hersteller, der eine Zulassung für CEM II/C-Zement besitzt.

CEM II/C-Zemente sind nach Ansicht führender Branchenverbände ein entscheidender Ansatz zur Senkung der CO2Emissionen im Bauen mit Zement und Beton. Sie erreichen die geforderte technische Leistungsfähigkeit trotz eines ver­ ringerten Klinkereinsatzes. Bei der Produktion von CEM II/CZement wird im Vergleich zu CEM I-Zement bis zu 39 % ­weniger CO2 pro Tonne Zement ausgestoßen. Verglichen mit dem aktuellen Status Quo des Bindemittelmixes haben CEM II/C-Zemente das Potential zur Verringerung der CO2-Inten­ sität um 25 %.

Mehrkomponenentenzement Beim CEM II/C-M (S-LL) wird ein Teil des Portlandzement­ klinkers durch andere Bestandteile ersetzt. Das „C“ im Namen zeigt an, dass der Klinkergehalt zwischen 50 M. % und 64 M. % beträgt. Das „M“ verdeutlicht: Es handelt sich um einen Mehrkomponentenzement, in diesem Fall mit den Hauptbestandteilen Hüttensand („S“) und Kalkstein („LL“).

Gegenüber einem CEM III/A-Zement können jedoch bei vergleichbarer technischer Leistungsfähigkeit und vergleichbarem Klinkerfaktor größere Mengen an Hüttensand eingespart werden, welche zukünftig nur noch begrenzt verfügbar sein werden.

Somit leistet der Zement auch einen großen Beitrag zur Schonung von wichtigen Ressourcen, welche in einem CEM II/CZement sehr effizient eingesetzt werden können.

Bild 2 Im Dyckerhoff Stammwerk Amöneburg ist die Produktion des CEM II/C-M (S-LL) bereits angelaufen.

Einsatz alternativer Brennstoffe sowie Steigerung der Energieeffizienz schon recht weit entwickelt Generell können die verschiedenen Ansätze zur Minderung der durch die Betonbauweise verursachten CO2-Emissionen danach unterteilt werden, ob sie am Herstellprozess von Portlandzementklinker, der Zusammensetzung der Zemente oder der Betontechnologie ansetzen. Im Hinblick auf den Herstellprozess von Portlandzementklinker wurde der Einsatz alternativer Brennstoffe sowie die Steigerung der Energieeffizienz schon recht weit entwickelt, hier verbleibt bei derzeitigem Stand der Technik nur noch begrenztes CO2-Einsparpotential. Neue bahnbrechende Technologien wie die CO2-Abscheidung und -Lagerung sind vielversprechend, jedoch sehr kostenintensiv und technisch noch nicht ausreichend erprobt.

Beim betontechnologischen Ansatz bieten sich verschiedene Möglichkeiten: Zum einen kann der Materialbedarf auf Bauwerksebene durch Hochleistungsbetone mit sehr dichtem Betongefüge gesenkt werden. Hochleistungsbetone sind jedoch in der Herstellung sehr anspruchsvoll und somit auch teuer. Eine weitere Möglichkeit ist die Senkung des Zementgehalts im

(Fotos/Abb.: Dyckerhoff)

Der CEM II/C-M (S-LL) “Amöneburg” und „Deuna“ ist in den Festigkeitsklassen 32,5 N, 32,5 R, 42,5 N, 42,5 R, 52,5 N und 52,5 R zugelassen. Er darf für die Herstellung von Beton, Stahlbeton und Spannbeton in folgenden Expositionsklassen verwendet werden: X0, XC1 bis XC4, XD1 bis XD3, XS1 bis XS3, XF1, XA1 bis XA3, XM1 bis XM3.

Bild 1 CO2-Einsparpotential von CEM II/C-Zement im Vergleich zu anderen Zementarten.

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Bild 3 Dyckerhoff besitzt als erster deutscher Hersteller die Allgemeine bauaufsichtliche Zulassung für einen CEM II/C-Zement.

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BETONFERTIGTEILE UND BETONTECHNIK Beton (sogenannte „Öko-Betone“). Dies ist bis zum Mindestzementgehalt nach DIN 1045-2 bereits gängige Praxis, eine weitere Absenkung ist derzeit aber normativ nicht möglich. Auch über den Einsatz neuartiger Bindemittel ohne Zementklinker wird diskutiert. Hier sind Lösungen in ausreichender technischer Qualität jedoch bislang nicht in Sicht, deshalb ­können diese Bindemittel kurz- und mittelfristig nur für Spezialanwendungen eingesetzt werden.

CEM II/C Zemente sind in Innen- und Außenbauteilen des üblichen Hochbaus und damit in mindestens 65 % des Ort­ betons in Deutschland einsetzbar. Somit hat der klinkereffi­ziente CEM II/C-M (S-LL) von Dyckerhoff das Potential, in weiten Teilen des Betonbaus in Deutsch-

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land verwendet zu ­werden. Gestartet wurde im Oktober 2020 mit einem CEM II/C-M (S‑LL) 42,5 N, dessen Hauptanwendungsgebiet Transportbeton bis zu einer Druckfestigkeitsklasse C30/37 ist.

Fazit Portlandzementklinker wird in absehbarer Zeit ein wesentlicher Einsatzstoff bei der Zementherstellung bleiben. Deshalb ist eine Steigerung der Klinkereffizienz bei gleichzeitiger Beachtung der Ressourcenverfügbarkeit ein sehr erfolgversprechender Ansatz zur Minderung des CO2-Ausstoßes durch die Betonbauweise.

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www.dyckerhoff.com

STÜTZENSCHUH

Digitales KLB-Fachforum für Planer

Foto: KLB Klimaleichtblock

Andernach – Fortbildung auf sichere Weise: Das renommierte Fachforum des Leichtbeton-Herstellers KLB Klimaleichtblock (Andernach) findet im Frühjahr 2021 als WebSeminar statt. Am 4. sowie 11. Februar werden Architekten und Fachplaner dabei live von ­Experten über „Bautechnische Ansprüche an die Gebäudehülle“ informiert.

Während Dipl.-Ing. Stefan Horschler das neue Gebäudeenergiegesetz (GEG) diskutiert, thematisiert Dipl.-Ing. Michael Gierga den Schallschutz im Wohnungsbau und dessen konsequente Umsetzung in der Bauausführung.

Das renommierte Fachforum von KLB Klimaleichtblock findet im Februar 2021 erstmals als WebSeminar statt. Unter dem Motto „Bautechnische Ansprüche an die Gebäudehülle“ wird dabei unter anderem das neue Gebäudeenergiegesetz (GEG) diskutiert.

Digitales KLB-Fachforum in der Übersicht: – Donnerstag, 4. Februar 2021 von 08:45 bis 12:15 Uhr – Donnerstag, 11. Februar 2021 von 13:45 bis 17:15 Uhr Referenten: – Diplom-Ingenieur Michael Gierga (Kurz und Fischer, Bottrop) zum Thema „Schallschutz im Wohnungsbau: Intelligente Planung und konsequente Umsetzung in der Bauausführung“ – Diplom-Ingenieur Stefan Horschler (Büro für Bauphysik, Hannover) zum Thema „Vom EnEG (EnEV) und ­EEWärmeG zum Gebäudeenergiegesetz: Was bleibt, was ist neu?“ Aufgrund der COVID 19-Pandemie kann das KLB-Fachforum diesmal zwar nicht als Präsenzveranstaltung durchgeführt werden: „Parallel haben wir aber festgestellt, dass es aufgrund der Absage ähnlicher Angebote einen gesteigerten Fortbildungsbedarf unter Planern gibt. Daher bieten wir unser von den Kammern anerkanntes Fachforum auch 2021 an – allerdings in digitaler Form, um die Gesundheit aller Beteiligten zu schützen“, erläutert KLB-Geschäftsführer Andreas Krechting. Für die Teilnahme am WebSeminar gibt es Fortbildungspunkte seitens der zuständigen Architekten- und Ingenieurkammern. Eine kostenpflichtige Anmeldung (35 €) ist bis zum 20. Januar unter www.klb.de (Rubrik: KLB-Fachforum) möglich – ebenso per E-Mail (info@fachtagung-bau.de) oder Fax (0214 – 20 69 150). www.klb-klimaleichtblock.de

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BETONFERTIGTEILE UND BETONTECHNIK

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Carbonbewehrung der Extraklasse – eine innovative Bewehrung wird noch besser

Bild 1 Solidian ist laut Unternehmensangaben aktuell der einzige Hersteller, der eine Carbonbewehrung in dieser Größe und mit dieser Leistungsfähigkeit anbieten kann.

Bild 2 solidian GRID hat eine mittlere Bruchspannung von über 4000 N/mm2

Carbonbeton bringt zahlreiche positive Aspekte mit sich. Nun fügt der Hersteller solidian mit der neuen Generation von Carbonbewehrungen noch weitere hinzu: das neue solidian GRID. Diese Gitter­ bewehrung aus Kohlestofffasern ist in deutlich größeren Abmessungen erhältlich als bisherige Gitter und dabei laut Herstellerangaben leistungsfähiger als jede andere Carbonbewehrung in der Baubranche.

Beton hält Druckbelastungen hervorragend stand, ist jedoch gegenüber Zug äußerst anfällig. Aus diesem Grund wurde er im Bauwesen jahrzehntelang mit Stahl kombiniert. Dieser nimmt die Zugkräfte auf. Doch Stahl hat eine große Schwachstelle: Er rostet. Um das zu verhindern, muss er mit einer ausreichend großen Betonummantelung versehen werden – der Betondeckung. Bei Carbonbeton wird die Stahlbewehrung durch Kohlestofffasern ersetzt. Dies bringt zahlreiche Vorteile mit sich: Da Carbon nicht korrodiert, kann die sonst übliche Betondeckung wesentlich dünner ausfallen. Das bedeutet: Es sind leichtere und schlankere Bauteile möglich. Dabei werden u. a. weniger

Parkhaus Hirschberg Ein imposantes Bauwerk, bei dem Carbonbeton zum Einsatz kam ist das Mitarbeiterparkhaus in Hirschberg an der Bergstraße von der Firma Goldbeck. Es ist das weltweit erste Parkhaus mit Carbonbeton. Das Pilotprojekt entstand in enger Zusammenarbeit mit dem Systemhersteller Goldbeck und dem Hersteller der Carbonbewehrung solidian. Bei dem Projekt wurden die industriell hergestellten Fertigteildeckenplatten im eigenen Werk von Goldbeck im Rahmen einer ersten kleineren Serienproduktion ausschließlich mit solidian GRID bewehrt und produziert. Das bedeutet: Die Carbonbetonplatten haben hinsichtlich ihrer Spannweite immer die gleichen Abmessungen, so dass es lediglich eine einzige Bewehrungsposition gibt. Auf Grund der hohen Festigkeiten und den Systemabmessungen des Bewehrungsgeleges von 2,50 × 8,00 m, welche auf die Bauteilgröße abgestimmt ist, konnte das solidian GRID für bzw. mit Goldbeck optimiert werden.

Bild 5 Da die Fassadenplatten der Hochhäuser nur 50 mm dick sein durften (Carbonbewehrte Teile = 30 mm, Klinkerriemchen = 20 mm), verwendeten die Verantwortlichen die Carbonbewehrung von solidian.

Wolkenwerk In Zürich entsteht derzeit eine Gebäudegruppe mit dem illustren Namen „Wolkenwerk“. Es handelt sich hierbei um vier Hochhäuser, die auf bis zu 23 Stockwerken Platz für 314 Eigentumswohnungen sowie Laden- und Gewerbeflächen bieten. Die Fassade besteht aus Fertigteilelementen, deren Oberfläche mit Klinkerriemchen belegt wurde. Da die Fassadenplatten eine Gesamtdicke von nur 50 mm haben durften, entschieden sich die Verantwortlichen für den Einsatz von Carbonbewehrung. So konnte das Fertigteilwerk 30 mm dicke Platten fertigen, die mit 20 mm dicken Klinkerriemchen verkleidet sind. Dabei sorgt die Schwalbenschwanzgeometrie der Riemchen dafür, dass diese kraftschlüssig mit dem Beton verbunden sind. Die größten Platten haben eine Länge von 2,6 m sowie eine Breite von 1,9 m.

Damit bieten sie ein optimales Einsatzfeld für solidian GRID.

Bild 4 Das Parkhaus Hirschberg von der Firma Goldbeck ist laut Unternehmensangaben weltweit das erste Parkhaus mit Carbonbeton.

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Bild 3 solidian GRID hat die maximale Abmessung von 3,0 × 8,0 m. Zukünftig wird die Bewehrung sogar als als Rollenware mit einer Länge von bis zu 80 m erhältlich sein.

Zement, Wasser und Sand benötigt, was nicht nur wirtschaftlich ist, sondern auch einen Beitrag zur positiven Umweltbilanz leistet. Zudem hat die Carbonbewehrung selbst ein wesentlich geringeres Gewicht als eine Bewehrung aus Stahl. Das erleichtert ihren Einsatz enorm. Und auch langfristig gesehen ist das Bauen mit Carbonbeton ein echter Gewinn. Da die Bewehrung nicht korrodiert, sind Bauwerke aus Carbonbeton äußerst wartungsarm. Doch jetzt macht solidian, der Spezialist und Anbieter von nicht-metallischen Bewehrungen, den Einsatz dieses innovativen Baumaterials noch interessanter!

Größere Matten In einer fünfjährigen Entwicklungszeit ist es dem Hersteller gelungen, ein Produktionsverfahren zu entwickeln, mit dem sich eine noch effizientere Kohlenstoffbewehrung herstellen lässt.

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Cube Haus Zu den weltweit größten Forschungsprojekten im Bauwesen gehört ein Gebäude, das Cube Haus, das derzeit in Dresden entsteht. Doch damit nicht genug: Das Gebäude besticht zudem durch seine aufsehenerregende Architektur. Diese setzt sich aus einer dunkel gefärbten Box – dem Cube – und einer Betonwand, die wellenförmig in die Decke übergeht – dem Twist – zusammen. Die Box ist aus Halbfertigteildoppelwänden und Fertigteil(hohl)decken gefertigt. Der Twist besteht aus einer äußerst schlanken, hohlkammerähnlichen, carbonbewehrten Tragschale mit einer Spritzbetondecksicht.

Möglich wurde diese Bauweise durch solidian GRID und seine erhöhte Leistungsfähigkeit. solidian lieferte für die Box eine ebene und für den Twist eine doppelgekrümmte Bewehrung, für deren Herstellung extra mehrere Formen gebaut werden mussten. Die maximalen Abmessungen der CarbonMatten lagen bei 2,5 × 6,75 m. Sowohl die Größe der Carbonbewehrung als auch ihre dreidimensionale Formgebung ist eine Leistung, die laut Unternehmensangaben bislang nur solidian anbieten kann. An der Erstellung des 220 m2 großen Experimentalbaus ist die TU Dresden maßgeblich beteiligt, die vom deutschen Bundesministerium für Bildung und Forschung den Zuschlag für Fördermittel aus dem Programm „Zwanzig20 – Partnerschaft für Innovation“ erhalten hat.

(Fotos: 1 – 3 u. 7 solidian; 4 Goldbeck; 5 www.wolkenwerk.ch; 6 TU Dresden)

Bild 6 Das Cube Haus in Dresden gehört zu einem der weltweit größten Forschungsprojekten im Bauwesen.

Bild 7 solidian liefert für das Dresdner Projekt die doppeltgekrümmte Carbonbewehrung. Eine Technik, die zurzeit laut Unternehmensangaben nur dieser Hersteller anbieten kann.

Diese trägt den Namen solidian GRID und wird das Bauen revolutionieren. Das Verfahren dient der Herstellung von Carbon-Bewehrungsmatten, die in erster Linie für den Einsatz im Fertigteilwerk gedacht sind, unter Umständen aber auch auf der Baustelle wertvolle Dienste leisten können. Die neue Technologie ersetzt die aktuell noch verbreitete unwirtschaftliche manuelle Fertigung der Bewehrungsmatten und ermöglicht es, ihre Herstellung zu standardisieren. Dank der neuen Anlage sind ab Mai 2020 Bewehrungsmatten aus Carbon in einer baupraktischen Standard-Mattengröße von 2,3m × 6,0m erhältlich. Maximale Abmessungen liegen bei 3,0 m × 8,0 m und zukünftig sogar auch als Rollenware mit einer Länge von bis zu 80 m. Eine enorme Steigerung im Vergleich zu den jetzigen Größen. Hierdurch reduziert sich die Anzahl der erforderlichen Mattenstöße erheblich. Und das bringt gleich zwei Vorzüge mit sich: Einerseits muss so weniger Material eingesetzt werden – da sich die Überlappungsfläche verringert. Und andererseits geht die Arbeit schneller voran – da die Bewehrungsmatten an weniger Stellen miteinander verbunden werden müssen.

Gesteigerte Leistungsfähigkeit Bei herkömmlichen Carbon-Bewehrungsmatten beläuft sich die mittlere Bruchspannung auf ca. 3.200 N/mm2, bei einer Streuung von ca. 10 %. Das neue solidian GRID hingegen hat eine mittlere Bruchspannung von über 4.000 N/mm2. Zudem kann die Streuung minimiert werden und liegt bei ca. 5 %. Dies entspricht einer Leistungssteigerung von über 25 %! Praktisch bedeutet dies: Die Gitterabstände der Bewehrung können größer gewählt oder die Bewehrung selbst dünner gehalten werden.

Individuelle Fertigung solidian bietet solidian GRID als vorgefertigte Matten bzw.

Rollenware an oder stellt die Bewehrung auf Anfrage individuell her. In letzterem Fall geht das Unternehmen auf die spezifischen Wünsche des Auftraggebers ein. So sind auch Formbewehrungen, wie zum Beispiel L-Winkel oder U-Profile, möglich.

Für eine reibungslose Umstellung von einer Stahlarmierung auf die Carbonarmierung sorgt ein Experten-Team, das die Mitarbeiter vor Ort schult. So steht dem erfolgreichen Einsatz dieses innovativen Baustoffs nichts mehr im Weg. www.solidian.com

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NPS®-Tragwerk in Piacenza für das prestigeträchtige Wohnhaus „Lettera 42“ Lettera 42 ist ein Wohnhaus in Piacenza, Hauptstadt der gleichnamigen norditalienischen Provinz in der Emilia-Romagna. Das Gebäude zeichnet sich durch eine Planung mit modernster Technologie, Auswahl natürlicher Materialien und Nutzung alternativer Energien für ökologische Nachhaltigkeit aus. Mit seinen ca. 2.800 m2 besteht es aus zwei unterirdischen Stockwerken und sieben oberirdischen Ebenen.

Das Wohnprojekt erforderte unter Berücksichtigung der technischen und gestalterischen Anforderungen Erdbebensicherheit, schlanke Strukturen, Feuerbeständigkeit, möglichst kurze Bauzeit und Sicherheit vor Ort.

Tragwerkslösung NPS® Die strukturellen Anforderungen der neuen Residenz Lettera 42 veranlassten das Bauunternehmen und die Planer, alle wichtigen Tecnostrutture-Technologien alternativ zu einem Stahltragwerk auszuwählen.

Bild 1 Das Lettera 42 Wohnhaus in Piacenza, Italien. Mit ca. 2.800 m2 ­besteht es aus zwei unterirdischen Stockwerken und sieben ­oberirdischen Ebenen.

Das NPS®-System ermöglicht eine schnelle Montage der selbsttragenden Elemente: 5 Minuten für einen Träger und 8 Minuten für eine mehrstufige Stütze. Somit ist die Etage unterhalb der Träger sofort für weitere Arbeiten verfügbar.

Das Tragwerk unterschied sich in zwei Lösungen: 1. NPS® L, bestehend aus NPS® PDTI® Stützen mit Stahloberfläche und BASIC Trägern mit Metallbodenplatte. Diese Lösung war aufgrund des begrenzten Gewichts für die geringere Belastung der Fundamente gewählt.

2. NPS® CORE, bestehend aus NPS® CLS-Trägern mit Basis aus Beton und PTC® NPS®-Stützen aus Schleuderbeton. Das Zentrifugieren ermöglicht extrem schlanke Abschnitte und hohe Tragfähigkeiten. NPS® CORE eignet sich zum Abdecken langer Spannweiten.

Vorteile des NPS®-Systems Der Einsatz von NPS® hat dem Projekt in Piacenza eine Vielzahl von Vorteilen verschafft: – Integrierte Feuer- und Erdbebenbeständigkeit Die Erdbebenbeständigkeit wurde vermittels des Stahlmantels der zusammenarbeitenden Stützen erzielt. Darüber hinaus erfüllt das NPS®-System die Anforderungen an die erforderliche Feuerwiderstandsklasse F 120.

Bild 2 Anwendung von NPS® CORE, bestehend aus feuerfesten NPS® CLS-Trägern mit Basis aus Beton und PTC® NPS®-Stützen aus Schleuderbeton.

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– Schnelle und einfache Montage Das NPS®-System ermöglicht eine schnelle Montage der selbsttragenden Elemente, 5 Minuten für einen Träger und 8 Minuten für eine mehrstufige Stütze. Somit können unter den Trägern der jeweiligen Etage sofort die Bauarbeiten fortgesetzt werden, ohne dass die üblichen 28 Tage abgewartet werden muss.

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(Foto: Tecnostrutture)

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Bild 3 Das Zentrifugieren ermöglicht extrem schlanke Querschnitte und hohe Tragfähigkeiten.

– Genauigkeit mit BIM Die Geschwindigkeit der Realisierung, Reduzierung und Vermeidung von Fehlern war auch dank der Unterstützung durch die BIM-Planung möglich. Cristina Colosso, BIM | CAD-Designerin von Tecnostrutture, betont: „Angesichts der kürzeren Zeiten auf der Baustelle von Piacenza waren wir sicher, dass die gesendeten Produkte perfekt waren. Um Probleme zu vermeiden und die Fehlerquote zu verringern, haben wir die Zwischenbodenknoten zwischen Trägern und Stützen sowie die Fugen zwischen den bereits auf dem Bildschirm befindlichen Stützen untersucht. Dank des enormen Potenzials des BIM-Programms konnten wir durch die direkt aus dem Modell exportierten ­Ladelisten die Logistik mit äußerster Präzision unterstützen.“ – Problemlösende Fähigkeiten Das Bauunternehmen und die Konstrukteure haben sich für das NPS®-System entschieden und dabei die Erfahrung, Zuverlässig-

Bild 4 Anwendung von NPS® L, bestehend aus NPS® PDTI® Stützen mit Stahloberfläche und BASIC Trägern mit Metallbodenplatte. Diese Lösung wurde aufgrund des begrenzten Gewichts für eine geringere Belastung der Fundamente gewählt.

keit und Professionalität von Tecnostrutture schätzen gelernt, die im Übrigen auch als Problemlösungskapazität angesichts der immer möglichen Baustellenbesuche aufgefasst wird.

Vorteile für das Letter 42-Gebäude Für das Letter 42-Gebäude ermöglichte das NPS®-System eine bessere Nutzbarkeit der Räume und schlankere Querschnitte bei beträchtlicher Lasterleichterung, weniger Auswirkungen auf die Fundamente sowie größerer Flexibilität des Grundrisses.

Insbesondere die PTC®-Stützen ermöglichen schlankere Querschnitte bei dennoch höherer Tragfähigkeit und integrierter Feuerfestigkeit. www.tecnostrutture.eu; www.airfloor.eu; www.academy.tecnostrutture.eu

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Mehrgeschossiger Wohnungsbau: Thermowände mit neuartiger Oberflächenbearbeitung platziert Nürnberg – In der Neusalzer Straße im Nürnberger Stadtteil Langwasser entstehen in zwei Wohnbauten 36 Mietwohnungen. Zur Kosteneffizienz der beispielhaften Mietshäuser trägt eine differenzierte Fassade aus einer Betonfertigteilkonstruktion mit integrierter Dämmung bei.

Bild 2 Die Betonfassade wurde sandgestrahlt und einzelne Elemente farbig unterschiedlich lasiert.

Bild 3 Farbgebung und Fugenplanung ­erzeugen eine interessante Anmutung

Soziales Miteinander

Bild 1 Die dreischaligen Betonfertigteile für die Wohnbauten werden per Kran gesetzt und vor Ort mit Beton ausgegossen.

Am südöstlichen Stadtrand Nürnbergs realisiert das kommunale Immobilienunternehmen, die wbg Nürnberg, auf einem ehema­ ligen Garagengrundstück und kleinteiligen Gewerbeflächen, die allesamt abgebrochen wurden, zwei neue Wohnbauten mit einem Investitionsvolumen von knapp 10 Mio. €. Die beiden unterschiedlich hohen Gebäude geben dem in der Nachkriegszeit erbauten Stadtteil neue Impulse.

Eher kompakt ausgerichtet, verlassen die beiden freistehenden Wohnbauten die dort existierende „Stangenstruktur“ und können aufgrund ihrer Situierung identitätsbildend wirken.

Durch den entstehenden urbanen Mikroraum wird eine hohe Aufenthaltsqualität geschaffen, von der das gesamte Quartier profitiert.

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Die Hälfte der 36 Mietwohnungen werden nach den Richtlinien der Einkommensorientierten Förderung Menschen mit geringem Einkommen zur Verfügung stehen. Auf 2.300 m2 Gesamtwohnfläche ermöglichte die Anordnung der drei- und vierspännigen Grundrissorganisation verschiedene Wohnungsgrößen und sicherte eine vorbildliche diagonale Belichtung und Besonnung aller Wohneinheiten. In einem der Häuser entsteht ein SIGENA Stützpunkt als Nachbarschaftstreff mit Betreuung durch einen sozialen Träger, der allen Quartiersbewohnern offensteht. Außerdem sind zwei Gewerbeeinheiten geplant, die das Quartier beleben. Die großzügige Vorplatzgestaltung ermöglicht die logische Erschließung der beiden Häuser. Der Entwurf, auf dessen Grundlage die beiden Neubauten derzeit errichtet werden, stammt vom Münchner Architekturbüro BLAUWERK Architekten. Ihnen obliegt auch die Objektplanung.

Moderne Betonfassaden Ziel des Modellvorhabens war u. a. auch die Förderung eines beispielhaften, kosteneffizienten Wohnungsbaus. Diesen Anforderungen wurde planerisch auch mit einer dreischaligen Außenhülle Rechnung getragen, die als Betonfertigteilkonstruktion tragende Innenschicht, Wärmedämmung und Fassadengestaltung in einem ermöglicht. Zum Einsatz kamen geschosshohe SySpro Thermowände mit werkseitig eingebauter Dämmung.

Die beiden Betonschalen werden von Gitterträgern gehalten.

Auf der Baustelle wurden die exakt nach Plan vorgefertigten Elemente mit Beton vergossen. Die Größe der einzelnen Elemente war nur durch den Transport limitiert und lässt sich in den Maßen exakt auf das jeweilige Bauvorhaben mit seinen geplanten Fenster- oder Türausschnitten abstimmen. Diese Vorfertigung ermöglicht eine weitgehend wetterunabhängige und zügige Bauweise. Zeit- und kostenintensive Arbeitsschritte anderer Gewerke, etwa für das Anbringen der Dämmung entfallen.

Wenn man sich wie in Nürnberg für eine sichtbar belassene Betonfassade entscheidet, entfällt auch die Fassadenbekleidung.

Hier wurden die Betonoberflächen nach außen sandgestrahlt und die einzelnen Betonelemente farblich differenziert lasiert.

Zusammen mit der Fugenplanung ergibt die Farbgebung eine interessante Fassadengestaltung, die die Modernität des Bau-

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werks auf dezente Weise unterstreicht. Nach innen sind die Oberflächen der Betonschalen schalungsglatt. Ähnlich der ­Ausführungsqualität von Elementdecken und -wänden besitzt eine solche Thermowand eine nach Spachtelung streich- und tapezierfähige Oberfläche. Die Fertigstellung des beispielhaften Wohnungsbaus in der Neusalzer Straße ist für das erste Quartal 2021 geplant.

Bautafel: Geschosswohnungsneubauten Neusalzer Straße, Nürnberg-Langwasser Projekt: Zwei Wohnhäuser mit 36 Wohnein­ heiten, davon 18 gefördert, 18 frei ­finanziert Bauherr: wbg Nürnberg GmbH, Immobilien­ unternehmen, Nürnberg BLAUWERK architekten gmbh, Architekten: ­München Projektsteuerung: wbg Nürnberg GmbH, Architektur und Städtebau, Gabriele Schiefer Bauleitung: tobiasweigel architektur, Nürnberg Frey Donabauer Wich GmbH, TGA Planung: ­Gaimersheim Tragwerksplanung: Michael Heubl Ingenieurbüro für Baustatik GmbH, Ingolstadt Grabner Huber Lipp Landschafts­ Freianlagen: architekten und Stadtplaner Partnerschaft mbb, Freising

(Fotos: Syspro/Mederer)

Susanne Ehrlinger

Bild 4 Balkone und Fassadenausschnitte sind Bestandteil der Gestaltung

Bauphysik:

BASIC Ges.schaft f. Bauphysik/Akustik sowie BASIC Sonderingenieurwesen ­Consultance mbh, Gundelsheim 2.296 m2 Wohnfläche: Gewerbefläche: 416 m2 Bezug: voraussichtlich ab Q1/2021 Betonfertigteil-Fassade: SySpro Thermowände als Doppelwände mit integrierter Dämmung, Meier ­Betonwerke GmbH, Lauterhofen Energiestandard: KfW 55 www.syspro.de; www.wbg.nuernberg.de

Deutscher Ausschuss für Mauerwerk e.V. (DAfM) (Hrsg.)

Schlitze und Aussparungen in Mauerwerk DAfM Richtlinie Nr. 2 aktuelle

DAfM Richtlinie – Nr. 2

Regelungen zusammengefasst, erläutert und grafisch aufgearbeitet

Schlitze und Aussparungen in Mauerwerk

Diese Richtlinie behandelt Schlitze und Aussparungen in tragenden und nichttragenden Wänden aus Mauerwerk mit Hinweisen und Erläuterungen in Bezug auf DIN EN 1996-1-1 bzw.

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PERI verkauft ersten 3D-Betondrucker Die PERI GmbH, einer der weltweit führenden Anbieter für Schalungs- und Gerüstsysteme, beschäftigt sich seit Jahren intensiv mit der 3D-Betondrucktechnologie. Das Familienunternehmen hat sich bereits im Jahr 2018 am dänischen Technologieführer für 3D-Betondrucker COBOD beteiligt. Seitdem wurde bei PERI gemeinsam mit den Spezialisten von COBOD intensiv an der Weiterentwicklung der Technologie und der Markterschließung gearbeitet.

Nun zeigt die konsequente Entwicklungsarbeit der letzten Jahre Erfolge: Die Röser GmbH hat für den Standort in Laupheim bei PERI einen 3D-Betondrucker zur Herstellung von Betonfertigteilen bestellt. Der Drucker des Typs BOD2 wird in den nächsten Tagen ausgeliefert und vor Ort von PERI Ingenieuren gemeinsam mit dem Röser-Team in Betrieb genommen.

Bild 1 PERI verkauft ersten 3D-Betondrucker. Seit 2018 wurde bei PERI gemeinsam mit den Spezialisten von COBOD intensiv an der Weiterentwicklung der Technologie und der Markterschließung gearbeitet.

Langfristige, innovative Investition für die Zukunft

Der von PERI gelieferte BOD2 ist ein „Portaldrucker“, d. h. der Druckkopf bewegt sich über 3 Achsen auf einem fest installierten Metallrahmen. Der Vorteil: Der Drucker kann sich in seinem Rahmen an jede Position innerhalb der Konstruktion bewegen. Häufiges Versetzen und wiederkehrendes Kalibrieren ist so nicht nötig. Bedient wird der Drucker von lediglich zwei Personen. Der Druckkopf und die Druckergebnisse werden per Kamera überwacht.

Mit einer Druck-Geschwindigkeit von 1 m/s ist der BOD2 aktuell laut Unternehmensangaben der schnellste 3D-Betondrucker auf dem Markt. Für einen Quadratmeter doppelschalige Wand benötigt der BOD2 ca. 5 Minuten.

Tragwerksverstärkung

von Stahlbeton mit Stahloder Kohlefaserlamellen, Kohlefasersheets oder Spritzbeton Beratung und Ausführung Anwendungen: Nutzlasterhöhung Änderung des statischen Systems Ergänzung fehlender oder korrodierter Bewehrung Auswechselbewehrung für das nach trägliche Anlegen von Treppen- oder Fahrstuhlöffnungen Roxeler Betonsanierungsgesellschaft mbH Otto-Hahn-Straße 7 48161 Münster Telefon: 02534 6200-0 Telefax: 02534 6200-32 www.roxeler.de

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Erster, wichtiger Schritt „Wir bei PERI sind vom Potenzial von 3D-Betondruck überzeugt“, so Thomas Imbacher, Geschäftsführer Innovation & Marketing der PERI Gruppe. „Aktuell arbeiten viele Hochschulen und Unternehmen daran, diese Technologie für unterschiedliche Markt-Segmente, wie zum Beispiel den Woh-

(Fotos: PERI)

Die Firma Röser GmbH wird mit dem Drucker am neuen Firmenstandort Laupheim unterschiedlichste Betonfertigteile drucken. Für die Anfangsphase sind Betonbauteile mit freier Gestaltungsmöglichkeit im Bereich der Freiraumplanung, Sonderformen für den Straßen- und Tiefbau, gestalterische Bauteile im Hochbau oder auch stilvolle Einzelstücke aus Beton geplant. Durch die jahrelange Erfahrung der Röser GmbH im konstruktiven Betonbau ist der neue 3D-Drucker eine langfristige, innovative Investition für die Zukunft – mit dem Ziel weniger planerischen Grenzen für Bauteile aus Beton zu bieten und hier ein Vorreiter im Markt zu sein.

Bild 2 PERI verkauft ersten 3D-Betondrucker. Die Firma Röser GmbH wird mit dem Drucker am neuen Firmenstandort Laupheim unterschiedlichste Betonfertigteile drucken.

nungsbau, zu erschließen und zu industrialisieren. Bei PERI arbeitet das Betondruck-Team mit Hochdruck an diesem Thema und wir sind sicher, dass wir hier bald weitere Erfolge melden können. Der Verkauf des ersten 3D-Betondruckers an unseren Partner und Kunden Röser GmbH ist ein erster wichtiger Schritt für PERI. Weitere werden folgen.“ Maximilian Röser Geschäftsführender Gesellschafter der Röser GmbH, sagt: „Wir sehen die Entwicklung und Möglichkeiten von 3D-Betondruckern in diversen Branchen und sind davon überzeugt, dass diese in der Betonfertigteilindustrie langfristig auch enormes Potential bieten. Die Röser GmbH ist immer schon sehr innovativ und offen für Neues gewesen und daher überzeugt, mit PERI als Partner die 3D-Betondrucktechnologie weiterzuentwickeln und voranzubringen. Wir freuen uns auf die langfristige Zusammenarbeit zwischen PERI und uns.

d der Röser GmbH.“

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Dünne zweigeschossige Architekturfassaden aus Weißbeton

So musste das Gebäude absolut luftdicht sein und es durfte kein Tageslicht eindringen. Das hat zur Folge, dass zwei hintereinanderliegende Fassadenhüllen ohne Fensteröffnungen errichtet wurden. Die erste besteht aus Isopaneelen, welche am StB-Skelett befestigt wurde und sorgt für eine luftdichte bzw. thermische Hülle. Die zweite Haut aus Stahlbeton-Fertigteilen steht überwiegend auf einem Streifenfundament vor dem Gebäude. Sie schützt die dahinterliegende Ebene vor starken Windlasten. So wurden alle Voraussetzungen erfüllt, um staub- und keimfreie Arbeitsräume in dem Gebäude zu schaffen.

Das Gebäude gehört zu einem von drei Gebäudeteilen eines Neubaus und hebt sich mit seiner Weißbetonfassade gestalterisch bewusst vom umgebenden Ensemble mit Metall- und Glasfassaden ab. Durch die einheitliche Gestaltung der Fassade „zerfällt“ das Gebäude nicht in seine funktionalen Einzelteile.

Ein Gitternetz aus schwarzen Linien legt sich über den „reinen“ weißen und durch fehlende Öffnungen abstrakten Körper. Sie gliedern und verleihen ihm Maßstäblichkeit. Dieses Gitternetz entsteht durch konstruktiv erforderliche, echte Fugen sowie Scheinfugen im Weißbeton, welche durch schwarze Farbgebung hervorgehoben werden.

Die Produktion Gefertigt und gebaut wurden die Fassadenelemente von der Firma Fertigbau Lindenberg OTTO QUAST aus Freudenberg bei Siegen in NRW. Die hier geplanten Weißbetonfassaden verlaufen zum Teil über zwei Geschosse und sind mit Maximalabmessungen von knapp 6 m × 4 m und 10 cm Dicke relativ dünn. Die Elemente sind mit erhöhten Ebenheitstoleranzen nach DIN 18203, Zeile 7 hergestellt worden. Ecken und Kanten wurden mit einer 7 mm Fase versehen. Alle Gebäudeecken sind auf Gehrung mit ebenfalls 7 mm Fase gefertigt worden.

Die Elemente enthalten handgefertigte Scheinfugen nach einer besonderen Geometrie; eine in vertikaler und zwei in horizontaler Richtung. Ankerlöcher und Hebezeuge sind verdeckt angeordnet, um die schöne Ästhetik der Elemente nicht zu verändern.

Befestigt sind diese Fassadenelemente mit HALFEN-Fassadenplattenankern, die eine einfache und schnelle Verankerung einer Beton-Fassadenplatte an einer Beton-Tragschicht ermöglichen.

Zum Einsatz kam ein Weißbeton, bestehend aus Weißzement und weißen Zuschlägen, der Festigkeitsklasse C30/37. Die Produktion erfolgte auf großen Stahlkipptischen im Zeitraum von Juni bis Dezember 2019, was eine große Herausforderung bezüglich der Farbhomogenität der Elemente mit sich brachte. Je kälter es ist, desto dunkler können die Betonplatten werden.

Hier waren durch beheizte Produktionshallen möglichst konstante Produktionsbedingungen über den gesamten Zeitraum gewährleistet, um Farbschwankungen zu unterbinden.

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(Fotos: Otto Quast)

Die Weißbeton-Fassade gehört zu einem 3-geschossiges Bauwerk mit den Abmessungen 52 m × 26 m, welches von Kadawittfeldarchitektur aus Aachen entworfen wurde. Bei diesem Bauwerk handelt es sich um einen Sonderbau, an den sehr hohe technische Anforderungen gestellt werden.

Für die Montage der Fassadenelemente von OTTO QUAST kam ein 150 t-Kran mit zwei Seilwinden zum Einsatz, um die Elemente in Einbaulage zu drehen.

Bei der Produktion war äußerste Perfektion gefragt, um die Elemente einheitlich mit sauberen Kanten herstellen zu können. Die Schalungen und Abschaler wurden immer perfekt gesäubert. Beim Zusammenbau versiegelte man alle Stoßflächen, um das Ausbluten des Betons zu unterbinden. Um einheitlich schöne Oberflächen zu erhalten, kamen keine Abstandshalter zum Einsatz. Der Beton wurde deshalb in zwei Lagen frisch in frisch eingebracht.

Nach dem Ausschalen sind die Fassadenelemente noch drei weitere Tage bei konstanter Temperatur in der Halle gelagert worden, bevor sie ins Außenlager gebracht wurden, wo sie in Lagergestellen mit hellen, noppenbeschichteten Keilen festgeklemmt wurden. Das diente ebenfalls der Unterbindung von Farbunterschieden.

Transport und Montage Eine der größten Herausforderungen war es, die Elemente unbeschadet zur Baustelle zu bringen und dort zu montieren. Alle Paletten wurden „just in time“ geladen. Um keine Abdrücke zu hinterlassen, schützte man alle angrenzenden Transportsicherungsflächen zusätzlich mit sauberen Lappen.

Bei der Montage war ein 150 t-Kran mit zwei Seilwinden erforderlich, um die Elemente in Einbaulage zu drehen. Hierzu waren bis zu sechs Umlenkrollen für eine gleichmäßige Lastverteilung in den Transportankern notwendig, um die Elemente schadensfrei zu drehen. Um eine Verschmutzung bei der Montage zu vermeiden, wurde selbst auf Details wie u. a. saubere Handschuhe der Monteure Wert gelegt. Zur sauberen Versiegelung der schwarzen Fugen klebte man die weißen Elemente im Fugenbereich akkurat ab.

Fazit Diese einzigartige zweigeschossige Fassade, an die hohe Qualitätsanforderungen gestellt werden, ist mit sehr viel Aufwand von der Planung über die Produktion, bis hin zur Montage verbunden gewesen. Sie belohnt aber nach Fertigstellung die Ästhetik des Gebäudes mit einzigartiger Architektur. www.quast.de

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Konrad Bergmeister

EDITORIAL

Zukunft des Planens und Bauens – eine Trendwende nach Corona?

Jetzt haben wir noch die Chance auf eine ressourceneffiziente und klimaverträgliche ­Planung; wenige Jahre noch! Es ist kein Aufruf zur Umkehr, es ist eine klare Ansage, dass es nur diesen Weg gibt. Um jetzt diese Entscheidung zu treffen, braucht es nicht noch mehr Zeit, sondern primär Mut. Vor fünf Jahren, am 5. Dezember 2015, wurde von 196 Ländern und der EU auf der ­UN‑Klimakonferenz in Paris entschieden, die globale Erwärmung auf deutlich unter 1,5 °C gegenüber den vorindustriellen Werten zu begrenzen. Daher sollen die Treibhausgasemis­ sionen innerhalb der EU bis 2030 um mindestens 40 % im Vergleich zu 1990 und bis 2050 um 80 – 95 % reduziert werden.

Nachdem allseits bekannt ist, dass CO2 der Hauptreiber des Klimawandels ist, müssen wir als Bauingenieure Vorbilder für die Entwicklung hin zur Reduktion der Erderwärmung wer‑ den. Durch die Energieproduktion, durch unsere Bautätigkeit mit Zement, Stahl und durch den Verkehr entstehen mehr als die Hälfte der jährlichen Treibhausgasemissionen. Etwa 6,7 % der weltweiten CO2-Emissionen sollen auf die Zementherstellung zurückgehen, wobei ein gewisser Anteil über die Zeit durch die Karbonatisierung wieder gebunden wird.

Prof. Dipl.-Ing. DDr. Dr.‑Ing E.h. Dr.-Ing. E.h.

Konrad Bergmeister Universität für Boden­ kultur, Wien

Ein weiteres wichtiges Thema ist die Verfügbarkeit der Rohstoffe: Entnahm die Menschheit der Natur im Jahre 1990 noch etwa 7 Milliarden Tonnen an Rohstoffen, waren es 2010 be‑ reits 78 Milliarden und 2020 über 100 Milliarden Tonnen. Etwa die Hälfte dieser Rohstoffe wird für den Bau oder die Erneuerung unserer Infrastrukturen und Gebäude benutzt.

Die Corona-Krise bietet eine einzigartige Chance für eine globale Bewusstseinsänderung für eine neue Konzeption des Planens und des Bauens! Durch die starke Zunahme des digitalen Arbeitens, die Forderung der digitalen Vernetzung in BIM-Formaten einerseits und durch eine Forcierung von nachwachsenden, ressourcenschonenden und weitgehend CO2-neutra‑ len Baustoffen sowie Modul- und Fertigteilbauweisen und automatisierten Bauprozessen andererseits hätten wir die Werkzeuge. Einen großen Effekt zur Erzielung einer Ressour‑ censchonung und einer CO2-Verminderung im Betonbau erzielen wir, wenn wir mit mini‑ malen Zementgehalten eine maximale Tragfähigkeit erzielen. Auch die Einführung von regi‑ onalen Rohstoffbörsen unter Einbezug der Rohstofflieferanten, der Recyclingbetriebe, der Aus- und Abbruchstellen sowie angepassten Vergabeverfahren nach dem Prinzip „best for the project“ würde einen Beitrag liefern.

Zeitgerechtes und nicht finanzierungskonformes Instandhalten und Ertüchtigen von Bau‑ werken sowie Vorkehrungen, mithilfe von Monitoring deren Nutzungsdauern zu ver­ längern, sind weitere Konzepte.

Dazu braucht es den Scharfsinn und die sinnreiche Erfindung des Ingenieurs, wie das ­lateinische Wort ingenium übersetzt werden kann. Nutzen wir das Jahr 2021, hoffentlich das Jahr nach Corona, um mit Ingenieurssinn und Ingenieursmut zu handeln, denn nach Bruce Lee ist: „Wissen nicht genug – wir müssen Wissen anwenden; der Wille allein reicht nicht – wir müssen handeln!“ Ein „Glück Auf!“ für diese Trendwende! Ich wünsche Ihnen allen ein gutes, erfolgreiches Jahr 2021 Ihr Konrad Bergmeister

© 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 1

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DOI: 10.1002/best.202000082

AUFSATZ

Harald S. Müller, Fernando Acosta Urrea, Vladislav Kvitsel

Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton Teil 1: Analyse des Schwindmodells in DIN EN 1992-1-1:2011 und neuer Ansatz im Eurocode 2 prEN 1992-1-1:2020 Im Herbst dieses Jahres wurde die Überarbeitung der EN 19921-1:2004 (Eurocode 2) abgeschlossen und damit der Entwurf prEN 1992-1-1:2020 vorgelegt. Er stellt der Praxis zahlreiche neue und bessere Konzepte und Modelle zur Verfügung. Dies gilt auch für die Modelle zum Kriechen und Schwinden von Konstruktionsbeton, die zum Teil erhebliche Veränderungen ­erfahren haben. In diesem zweiteiligen Aufsatz (Teil 1 Schwinden, Teil 2 Kriechen) werden die neuen Modelle zur Prognose des Verformungsverhaltens von Beton vorgestellt. Er beleuchtet auch die Hintergründe, die zur Entwicklung der verbesserten Ansätze geführt haben.

Dieser Beitrag befasst sich mit dem Schwinden von Beton. In einem Überblick werden zunächst die wesentlichen Schwind­ arten und ihre Merkmale dargestellt. Danach werden die normativen Entwicklungen aufgezeigt, die zum heute gültigen Schwindmodell in DIN EN 1992-1-1:2011 geführt haben. Im Mittelpunkt steht die Analyse der Zuverlässigkeit und Genauigkeit dieses Modells. Sie ergab erhebliche Defizite, die Anlass für eine wesentliche Korrektur und Weiterentwicklung im Zuge der Erarbeitung der prEN 1992‑1‑1:2020 waren. Zahlreiche Unter­ suchungsergebnisse untermauern den neuen Ansatz, der hier vorgestellt und begründet wird. Statistische Betrachtungen zur Zuverlässigkeit des neuen Modells und die Darstellung eines Konzepts für den Einbezug von Laborversuchsdaten zur Verbesserung des Modells bilden den Abschluss des Beitrags.

Creep and shrinkage prediction models for concrete This autumn the revision of EN 1992‑1‑1:2004 (Eurocode 2) was finished and the draft of prEN 1992-1-1:2020 was released.

Hereby the practice of design will be faced by several new and improved concepts and models. This holds also true for the models for creep and shrinkage of structural concrete, which have partially been completely revised. This article presents in two parts (part 1 Shrinkage, part 2 Creep) the new models for the deformation prediction of concrete and indicates also the related background.

This paper deals with shrinkage of concrete. The different types of shrinkage and major characteristics are given at a glance. The developments in codes leading to the currently applied DIN EN 1992‑1‑1:2011 are indicated. Focus is put on the analysis of the reliability and accuracy of this model. Considerable weaknesses became evident and led to essential improvements being included in prEN 1992-1-1:2020. Many test data confirm the new approach, which is presented here as well.

Statistical considerations on the reliability of the new model and a concept how to integrate experimental laboratory data for the improvement of the model are finally presented.

Stichworte Schwinden; Schwindversuche; Schwindarten; Vorhersagemodelle; Grundschwinden; autogenes Schwinden; Trocknungsschwinden; Frühschwinden; Karbonatisierungsschwinden; Zuverlässigkeit

Keywords shrinkage; shrinkage tests; types of shrinkage; prediction models; basic shrinkage; autogenous shrinkage; drying shrinkage; early shrinkage; carbonation shrinkage; reliability

1 Einführung

längerung wird als Quellen bezeichnet. Es ist stets kleiner als das Schwinden, kann aber doch eine nicht zu vernachlässigende Größe erreichen, wenn die Feuchtigkeitsaufnahme nach vorangegangenem Schwinden eintritt.

Unter Betonschwinden versteht man jene Volumenabnahme bzw. Verkürzung eines Bauteils, die sich ohne Einwirkung einer äußeren Last vollzieht, unabhängig von etwaigen Temperaturänderungen. Bei normalfestem Konstruktionsbeton hängt diese Verformung ausgeprägt von seiner Feuchtigkeitsabgabe an die Umgebung ab. Diesen Verformungsanteil bezeichnet man heute präziser als das Trocknungsschwinden, wohingegen die lastunabhängige Verformung ohne Feuchtigkeitsabgabe als das Grundschwinden, teils auch autogenes Schwinden, bezeichnet wird [1, 2]. Es tritt umso ausgeprägter auf, je fester ein Beton ist und spielt insbesondere bei hochfestem Beton eine entscheidende Rolle.

Die als Folge einer Feuchtigkeitsaufnahme bei Beton bzw. Bauteilen auftretende Volumenzunahme bzw. Ver2

Die Größe des Schwindens von Konstruktionsbetonen kann in Abhängigkeit von verschiedenen Einflussparametern durchaus Werte bis etwa 0,8 ‰ annehmen, liegt jedoch zumeist bei Werten zwischen 0,4 ‰ bis 0,6 ‰. ­ Diese großen Verformungen müssen in der Regel konstruktiv beherrscht werden. Daher wurden bereits in den 1930er Jahren in verschiedenen Ländern Angaben zur Größe des in der Praxis auftretenden Betonschwindens veröffentlicht.

Normative Angaben zur Vorhersage der Schwindverformungen von Konstruktionsbetonen wurden in Deutschland nach dem zweiten Weltkrieg erstmals mit der DIN 4227

© 2020 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1

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aus dem Jahr 1953 veröffentlicht [4]. Die Weiterentwicklung dieses Ansatzes parallel zum wachsenden wissenschaftlichen Erkenntnisgewinn war eng verknüpft mit den Arbeiten und Veröffentlichungen des Comité EuroInternational du Béton (CEB), welches im Jahr 1953 gegründet wurde. Dieser Sachverhalt erklärt sich über die herausragende Rolle, die Hubert Rüsch, seinerzeit Ordinarius für Massivbau an der TU München, sowohl im DIN in Deutschland als auch auf europäischer Ebene bei CEB als dessen Mitbegründer spielte.

Das CEB arbeitete eng mit der Fédération Internationale de la Précontrainte (FIP) zusammen, die bereits ein Jahr früher gegründet worden war. Diese Kooperation fand ihren Niederschlag auch darin, dass bis 1998, dem Jahr der Fusion von CEB und FIP zur Fédération Internationale du Béton (fib) – International Federation for Structural Concrete (fib) – gemeinsame Model Codes mit der Bezeichnung „CEB-FIP Model Code …“ herausgegeben wurden. Bis in die Gegenwart ist die enge Verknüpfung von deutschen (DIN) und später europäischen Richtlinien (EN) mit den CEB-FIP bzw. fib Model Codes erhalten geblieben. Stets bildeten die Model Codes die Grundlage der Erarbeitung der bauaufsichtlich relevanten Normen von DIN und CEN, insbesondere auch für die EN 1992-11:2004 (Eurocode 2) und den aktuellen Entwurf prEN 1992-1-1:2020 [3].

Diesem Hintergrund trägt die Behandlung der verschiedenen Schwindmodelle in Abschn. 3 dieses Beitrags Rechnung. Dabei werden auch die Grundlagen der Modelle beleuchtet. Im Mittelpunkt steht eine eingehende Untersuchung des Ansatzes und der Zuverlässigkeit des aktuell gültigen Modells nach DIN EN 1992-1-1:2011-01, welches identisch mit der Fassung aus dem Jahr 2004 ist.

Zunächst aber sollen im nachfolgenden Abschn. 2 noch einige Angaben zu den Komponenten des Betonschwindens und den jeweiligen konstruktiv relevanten Einflussgrößen gemacht werden.

2

Betonschwinden – Überblick über Komponenten und Einflussgrößen

Der Schwindprozess läuft im Allgemeinen zwar drei­ dimensional ab, allerdings interessiert im Bauingenieurwesen in der Regel nur die Verformungsänderung in einer Dimension. Die Abgrenzung und Definition der verschiedenen Verformungskomponenten von Beton bei ein­ dimensionaler Betrachtung, insbesondere wenn zusätzlich auch Lasten, also mechanische Beanspruchungen auf Betone bzw. Betonbauteile einwirken, ist in [5] gegeben.

Betrachtet man Beton als Verbundwerkstoff auf einer makroskopischen Strukturebene vereinfacht mit den beiden Phasen Zementstein (Matrix aus Bindemittel, Wasser und Kontaktzone) und Gesteinskörnung (Füller), so resultiert der Schwindprozess in der Regel allein aus der Volumenveränderung der Matrix. Die zumeist dichte und

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feste Gesteinskörnung zeigt, wenn überhaupt, vernachlässigbar geringe Schwindverformungen, aber sie behindert sehr effektiv das Verformungsbestreben der Matrix und beschränkt dadurch erheblich die bei einem Bauteil auftretenden Verformungen. Im Inneren des Betongefüges entstehen infolge der steifen Körnung Eigenspannungen (Zug in der Matrix), die dort zu einer Mikrorissbildung führen können.

AUFSATZ ARTICLE

H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Creep and shrinkage prediction models for concrete

Die physikalischen und teils auch chemischen Ursachen des Schwindens des Zementsteins auf der Nano- und Mikrostrukturebene sind bereits in früheren Jahren intensiv erforscht und im Wesentlichen auch verstanden worden.

An dieser Stelle sei auf die einschlägige Literatur hierzu verwiesen [6, 7, 8]. Die für die Praxis relevanten und seit vielen Jahren bekannten betontechnologischen Einflussgrößen auf das Betonschwinden werden zum Beispiel in [5, 9, 10] benannt.

Ein gewisser Wandel hinsichtlich der Begriffe für das Schwinden und seine Komponenten hat sich über die vergangenen Jahrzehnte hinweg ergeben (Tab. 1). Bis etwa Ende der 1980er Jahre wurde in der Praxis bei Festbeton nur von Schwinden gesprochen, beim Frischbeton auch vom Frühschwinden. In den einschlägigen Richt­ linien wurde erstmals in [11–13] eine Aufspaltung der Schwindverformung in Komponenten vorgenommen und dabei die Begriffe autogenous shrinkage und drying shrinkage bzw. Schrumpfen und Trockungsschwinden eingeführt. Im Bereich der Wissenschaft fanden sich schon früher weitere Begriffe wie chemisches Schwinden, autogenes Schwinden, kapillares Schwinden und Karbonatisierungsschwinden. Die Tab. 1 liefert eine kurze Übersicht über diese Begriffe bzw. die Schwindarten sowie ihre jeweilige Ursache und benennt auch einige Besonderheiten, die in der Praxis von Relevanz sind.

Eine erhebliche Verwirrung bezüglich der Begriffe Grundschwinden, autogenes Schwinden und Schrumpfen ist bis heute gegeben. Im deutschen Sprachraum wurde mit Schrumpfen zunächst die Volumenabnahme infolge der chemischen Reaktion von Wasser und Zement bezeichnet [14, 15]. Später ist diese Verformung präziser als chemisches Schwinden definiert worden. Vor allem in Verbindung mit den Erkenntnissen zum Verformungsverhalten hochfester Betone wurde in Anlehnung an den englischen Sprachgebrauch die ohne Feuchteabgabe eintretende Verkürzung von Probekörpern als autogenes Schwinden bezeichnet. Als wesentliche Ursache des autogenen Schwindens wurde die innere Austrocknung identifiziert, die sich dem chemischen Schwinden überlagert.

Die messbare Gesamtverformung aus beiden Komponenten wurde in der deutschen Fachwelt zunächst als Schrumpfen bezeichnet [13]. Dies erschien plausibel, da auch die ursprünglich als Schrumpfen gemessene und so bezeichnete Verformung stets und untrennbar ein kleines autogenes Schwinden enthielt, welches aber wegen seiner geringen Größe bei normalfestem Beton vernachlässigt werden konnte. Dies änderte sich mit der Anwendung hochfester Betone in der Praxis [5].

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton Tab. 1 Überblick über Schwindarten, Bezeichnungen (im Ingenieurbau) und Ursachen Overview on types of shrinkage, denotations (in concrete design) and causes

Zeile

Schwindart (Bezeichnungen)

Ursache

Hinweise/Besonderheiten

heute

früher

1

Schwinden, Gesamtschwinden; vgl. Gln. (1) und (2)

Schwinden; teils auch Trocknungsschwinden

Überlagerung der Ursachen nach Zeilen 3, 5, 6 und 7

Aufspaltung in Komponenten nach Zeilen 2 und 3 erstmals in [11, 13]

2

Grundschwinden; vgl. Gl. (3)

Schrumpfen; autogenes ­Schwinden

Überlagerung der Ursachen nach Zeilen 5 und 6

Schrumpfen vgl. [5, 13], aber früher auch andere Definition [14, 15]; autogenes Schwinden aktuell noch in Prüfnormen verwendet; ausgeprägt bei hochfestem Beton; keine Bauteileigenspannungen, ggf.

Zwangsspannungen, vgl. [5]

3

Trocknungsschwinden; vgl. Gl. (4)

–

H2O-Abgabe des Festbetons an seine Umgebung

Diffusionsprozess, 2. Fick’sches Gesetz ist gültig

4

Frühschwinden

Kapillarschwinden

H2O-Abgabe des Frischbetons an seine Umgebung infolge unge­ nügender Nachbehandlung

Tritt im Frischbeton vor Erhärtungsbeginn auf; ausgeprägte Rissbildung möglich

5

Chemisches Schwinden

Volumenabnahme bei der Reaktion von H2O mit den Zementklinkerphasen (keine H2O-Abgabe)

Beginnt mit der Hydratation des Zements; ist Teil des Grundschwindens

6

Autogenes Schwinden

Innere Austrocknung im Zuge der Ausbildung der Mikrostruktur der Bindemittelmatrix (keine H2O-Abgabe)

Beginnt mit der Ausbildung der Mikrostruktur des Zementsteins; ist Teil des Grundschwindens

7

Karbonatisierungsschwinden

Freisetzung und Abgabe von H2O infolge Karbonatisierung

Betrifft nur die Randzone; kann in der Praxis vernachlässigt werden

Zu Beginn der 2000er Jahre wurde zunehmend der Begriff des Grundschwindens für die Summe aus chemischem Schwinden und autogenem Schwinden verwendet [16]. Grund war die Analogie zu den Verformungskomponenten beim Kriechen. Dort sprach man bei verhindertem Feuchteaustausch schon lange vom Grundkriechen (basic creep), dem sich das Trocknungskriechen (drying creep) bei vorhandenem Feuchteaustausch überlagert. In [17] sind die Begriffe für das Schwinden und Kriechen definiert und klar voneinander abgegrenzt. Unglücklicherweise sprechen die aktuellen Prüfnormen für das Schwinden immer noch vom autogenen Schwinden, weil die Eingaben zur Änderung der Bezeichnung bei CEN zu spät eingegangen waren.

3

Vorhersage des Schwindens

3.1 Darstellung Wie in Abschn. 1 erläutert, wird im Folgenden zunächst die Entwicklung der Schwindmodelle in den CEB-FIP und fib Model Codes mit den jeweiligen Hintergründen kurz aufgezeigt. Hierauf kann bei der anschließenden Darstellung und Analyse der Angaben in DIN- und ENRichtlinien direkt Bezug genommen werden (vgl. Abschn.

3.3 und 3.4).

4

3.2

CEB und fib Model Codes

Im CEB-FIP Model Code 1970 (MC 1970) [18] wurden erstmals in umfänglicherer Form sowohl grafische als auch funktionale Angaben zur Abschätzung der mittleren Schwindverkürzungen von Bauteilen aus üblichen Kon­ struktionsbetonen vorgestellt. Diese Ansätze wurden später weiterentwickelt und führten zu den verbesserten Angaben im CEB-FIP Model Code 1978 (MC 1978) [20].

Als Datengrundlage für die Modellbildung wurden im Wesentlichen die Angaben von Wagner [22] herangezogen. In die von ihm erstellte Datenbank gingen Versuchsergebnisse aus der Literatur bis zum Jahr 1958 ein. Um Kenntnislücken zu schließen, wurden in den frühen 1960er Jahren in Deutschland vom Deutschen Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb), aber z. B. auch in Frankreich, koordinierte experimentelle Untersuchungsprogramme zum Kriech- und Schwindverhalten von Konstruktionsbetonen durchgeführt. Deren Ergebnisse sind sehr wahrscheinlich in die damaligen Modellbildungen [18, 20] eingeflossen, was aber nach Kenntnis der Verfasser dieses Beitrags nicht in einschlägigen Veröffentlichungen dokumentiert wurde.

Im Zuge der Weiterentwicklung des MC 1978 für die Herausgabe des CEB-FIP Model Code 1990 (MC 1990) [23]

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wurden die Modelle auf der Grundlage einer komplett neu erstellten Datenbank an Kriech- und Schwindver­suchen kritisch überprüft [24]. Auch war der wissenschaftliche Kenntnisstand zum Schwinden seit den 1960er Jahren, der sich im Modell des MC 1978 widerspiegelt, erheblich fortgeschritten. Die Analyse dieses Schwindmodells führte zusammengefasst zu folgenden Erkenntnissen (Details vgl. [5, 24]): – Das Vorhersagemodell unterschätzt systematisch die in Versuchen beobachteten Schwindmaße im Mittel um circa 35 % – Die angegebenen Zeitfunktionen stehen im Widerspruch zur Diffusionstheorie. Diese Theorie, insbesondere das zweite Fick’sche Gesetz, war spätestens seit den frühen 1980er Jahren in den Baustoffwissenschaften als Modell für den Schwindprozess allgemein akzeptiert – Der angegebene Einfluss der Bauteildicke auf den Endwert des Schwindens steht weder im Einklang mit Versuchsergebnissen noch mit dem physikalischen Konzept der Diffusionstheorie – Weitere Unzulänglichkeiten zeigen sich in Bezug auf die Berücksichtigung der Zementart, die Definition der Zeitvariablen und die Berücksichtigung der Frischbetonkonsistenz (als Ersatzparameter für den Wassergehalt) Aufgrund dieser Erkenntnisse wurde für den MC 1990 ein vollständig neues Schwindmodell entwickelt, welches dem damaligen wissenschaftlichen Kenntnisstand und den verfügbaren Datensätzen zum Schwinden Rechnung trug. Dieses Modell spielt im Zusammenhang mit der Diskussion bezüglich der Zuverlässigkeit des aktuellen Normmodells [2] eine entscheidende Rolle.

tigkeit sehr viel weniger ab als in [23] vorhergesagt. Ur­ sache ist die bis zu diesem Zeitpunkt vernachlässigte Komponente des Grundschwindens (damals meist Schrumpfen genannt), die mit wachsender Betonfestigkeit, d. h. mit kleiner werdendem Wasserzementwert (w/z < 0,4), sehr stark ansteigt. Dies bedeutete auch, dass die Komponente des Grundschwindens, deren Größe bei normalfesten Konstruktionsbetonen bei < 0,05 ‰ liegt, in einem überarbeiteten Modellansatz additiv berücksichtigt werden musste.

Um der Baupraxis zeitnah eine Bemessungsvorschrift für hochfeste Betone zur Verfügung stellen zu können, wurde in Deutschland der DAfStb-Unterausschuss „Hochfester Beton“ eingerichtet. In diesem Rahmen wurde unter anderem ein neues Schwindmodell erarbeitet, welches später unter der Bezeichnung MC 1990-99 in die einschlä­ gige Literatur einging [11]. Dieses Modell fand ohne Veränderungen in den fib Model Code 2010 (MC 2010) Eingang [25], da die Hinzunahme weiterer experimenteller Datensätze zum Betonschwinden in die am Institut für Massivbau und Baustofftechnologie der Universität Karlsruhe (heute KIT) entwickelte Datenbank nicht dazu führte, dass die numerisch optimierten Parameter des Modells angepasst werden mussten.

Aktuell ist die Überarbeitung des MC 2010 im Gange.

Dabei wurde das Schwindmodell erneut überprüft und geringfügig verbessert [26]. Mit der Herausgabe des MC 2020 wird zum Ende des Jahres 2021 gerechnet. Wesentliche Elemente des verbesserten Schwindmodells sind be­ reits in das entsprechende Modell der prEN 1992-1-1:2020 eingegangen (vgl. Abschn. 3.7).

3.3 Das Schwindmodell im MC 1990 wurde vollständig analytisch dargestellt, weil durch die breite Verfügbarkeit von elektronischen Rechenhilfen (Taschenrechner, Computer), im Gegensatz zu früheren Jahren, die herkömmliche grafische Darstellung für Handrechnungen nicht mehr notwendig war. Für einfache Überschlagsberechnungen wurden parallel dazu jedoch in einer Tabelle rechne­ rische Endschwindmaße angegeben. Das Modell des MC 1990 steht unter anderem im Einklang mit der Diffusionstheorie, verzichtet auf die Angabe der Konsistenz als Ersatzparameter für die Betonzusammensetzung und verwendet stattdessen als Eingangsparameter die Betonfestigkeit. Die numerische Optimierung des Modells erfolgte anhand der oben genannten Datenbank, die typische Konstruktionsbetone der damaligen Zeit bis zur Festigkeitsklasse C50/60 enthielt.

Mit dem Beginn der 1990er Jahre fanden die hochfesten Betone bis C100/150 in der Baupraxis zunehmend Anwendung. Da parallel durchgeführte experimentelle Untersuchungen eine unerwartete Verformungscharakteristik zeigten, musste das Schwindmodell des MC 1990 über­ arbeitet werden. Entgegen aller Erwartungen nimmt die Größe der Schwindverformungen mit zunehmender Fes

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Entwicklung in deutschen Richtlinien bis 2004

Wie eingangs erwähnt, erfolgte die Entwicklung der Modelle zum Schwinden des Betons in den DIN-Richtlinien parallel bzw. etwas verzögert zur Entwicklung der entsprechenden Modelle in den CEB-FIP Model Codes. Die Angaben in der DIN 4227, Ausgaben 1979 und 1988 [19, 21], sind identisch mit jenen im MC 1978. Mit der Einführung der DIN 1045, Ausgabe Juli 2001 [13], wurde die bis dahin gültige DIN 4227 zurückgezogen und damit auch das in Deutschland verwendete Schwindmodell.

Grund dafür war, dass die damals neue DIN 1045 auch das Gebiet des Spannbetons abdeckte. Das darin angegebene neue Modell für das Schwinden von Konstruktionsbetonen entsprach exakt dem als MC 1990-99 veröffentlichten Modell und ist in [5, 17] wiedergegeben. Dort sind auch die Hintergründe und die wesentlichen Grundlagen dieses Schwindmodells aufgezeigt. Auf diese Quellen wird in den nachfolgenden Ausführungen Bezug genommen.

Seit dem Jahr 2004 ist die EN 1992-1-1:2004 (Eurocode 2) – aktuell in der Fassung von 2011 [2] – in Deutschland gültig. Mit ihr wurde ein erheblich verändertes Modell für das Schwinden präsentiert. Die vorgenommenen ÄndeBeton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 5

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rungen gegenüber dem Modell in der DIN 1045-1:2001 bzw. DIN 1045-1:2008 werden im Abschn. 3.4 aufgezeigt und kritisch diskutiert.

ts

Aktuell befindet sich der Eurocode 2 in Überarbeitung, was sich also zeitgleich mit der Erarbeitung des MC 2020 vollzieht. Zurzeit liegt der Entwurf in der Fassung prEN 1992-1-1:2020 vor. Das darin enthaltene Modell für das Schwinden unterscheidet sich deutlich von jenem in der Vorgängerausgabe [1, 2] und nähert sich stark dem ursprünglichen Modell in der DIN 1045-1:2001 an, welcher in DIN 1045-1:2008 beibehalten wurde (vgl. Abschn. 3.7).

Es ist davon auszugehen, dass dieser Entwurf bezüglich der Modelle für das Kriechen und Schwinden, die auf europäischer Ebene bereits intensiv diskutiert wurden, keine Veränderung mehr erfährt. Vorgesehen ist, dass im Jahre 2023 die neue DIN EN 1992-1-1 veröffentlicht und danach bauaufsichtlich eingeführt wird.

Nachfolgend werden zunächst die beiden Komponenten des Schwindens und anschließend das Gesamtschwinden nach EN 1992-1-1:2004 (bezgl. Schwinden identisch zu DIN EN 1992-1-1:2011-01) und EN 1992-2:2005 den Angaben im fib Model Code 2010 (MC 2010) gegenüber­ gestellt und analysiert.

3.4

Schwinden nach EN 1992-1-1:2004 (Eurocode 2) und EN 1992-2:2005

3.4.1 Vorbemerkungen Im Zuge der Überarbeitung der EN 1992-1-1:2004 war es zunächst erforderlich, das gegebene Modell zur Vorhersage des Betonschwindens näher zu analysieren bzw. zu überprüfen. Als Referenzmodell bot sich das entsprechende Modell im fib Model Code 2010 (veröffentlicht 2013) an, welches sowohl den Stand des Wissens zutreffend widerspiegelt als auch auf der Grundlage einer aktualisierten Datenbank optimiert wurde und dem Anspruch an ein normentaugliches Modell genügt [27]. In die vergleichende Analyse wurde auch das Modell der EN 1992-2:2005 [29] einbezogen, welches insbesondere für den Brückenbau mit hochfestem Beton (> C50/60) entwickelt worden war.

Um das Schwinden von normalfesten und hochfesten Konstruktionsbetonen mit einer Modellgleichung zutreffend beschreiben zu können, ist eine Aufspaltung in die Komponenten Grund- und Trocknungsschwinden erforderlich. Dies ist beim MC 2010 gegeben, aber auch bei den EN-Modellen EN 1992-1-1:2004 und EN 1992-2:2005.

Der Grundansatz für das Schwinden stellt sich danach gemäß Gl. (1) dar:

( )

()

(

)

ε cs t , ts = ε cbs0 ⋅ β bs t + ε cds0 ⋅ βds t − ts (1) mit: εcs (t,ts) Gesamtschwinden εcbs0 Endwert des Grundschwindens βbs(t) Zeitfunktion für die Entwicklung des Grundschwindens εcds0 Endwert des Trocknungsschwindens βds(t–ts) Zeitfunktion für die Entwicklung des Trocknungsschwindens t Alter des Betons

6

t–ts

Zeitpunkt des Beginns der Trocknung (in der Regel Zeitpunkt des Ausschalens) Trocknungsdauer

3.4.2 Grundschwinden Die mathematischen Ansätze zur Beschreibung des Grundschwindens sind in Tab. 2 wiedergegeben. In diesen Gleichungen bedeuten fck die charakteristische Festigkeit des Betons und fcm die mittlere Festigkeit des Betons im Alter von 28 Tagen, wobei fcm = fck + 8 N/mm2 gilt. Der Parameter αbs im Modell MC 2010 berücksichtigt die Art des verwendeten Zements.

Bei allen drei Modellen steigt der Endwert des Grundschwindens mit der Festigkeit des Betons an. Dieser Zusammenhang ist korrekt und physikalisch begründet [5].

Alle Funktionen besitzen einen empirischen Charakter und resultieren aus einer Regressionsanalyse anhand von Versuchsdaten.

Die Wahl einer hyperbolischen Funktion, wie beim MC 2010 gegeben, hat den Vorteil, dass bei der Berechnung der Schwindwerte für kleine Festigkeiten kein Vorzeichenwechsel eintritt und für hohe Festigkeiten ein Endwert erreicht wird. Beides ist physikalisch sinnvoll, jedoch bei den einfachen linearen Beziehungen in den EN-Normen nicht gegeben. Die in allen Modellen als Einflussgröße verwendete Betondruckfestigkeit dient als

Tab. 2 Gleichungen zur Berechnung des Grundschwindens bei den ­Modellen EN 1992-1-1:2004, EN 1992-2:2005 und MC 2010 ­(Verkürzungen hier positiv) Equations to calculate basic shrinkage according to EN 1992-11:2004, EN 1992-2:2005 und MC 2010 (contraction positive)

Richtlinie

Grundwert εcbs0

(

Zeitfunktion βbs(t)

)

EN 2 , 5 ⋅ fck − 10 ⋅ 10−6 1992-1-1

EN 1992-2

(

2 , 8 ⋅ fck − 20

)

(

1 – exp –0 , 2 ⋅ t 0 ,5

)

für t < 28 Tage:   fcm t 1 ⋅  2, 2 ⋅ − 0 , 2 2 , 8  fck 

()

⋅ 10−6

 0 ,1 ⋅ fcm  MC 2010 α bs ⋅    6 + 0 ,1 ⋅ fcm 

für t ≥ 28 Tage: 1,1 ⋅ exp −t 96 1− 2, 8

(

2 ,5

(

⋅ 10−6 1 – exp –0 , 2 ⋅ t 0 ,5

)

)

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Bild 1 Vergleich der Endwerte des Grundschwindens nach EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 in Abhängigkeit von der Betondruckfestigkeit Comparison of final basic shrinkage values according to EN 1992-1-1, EN 1992-2 and MC 2010 depending on the compressive strength

Bild 2 Vergleich der zeitlichen Entwicklung des Grundschwindens nach EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 Comparison of the time development of basic shrinkage according to EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010

Ersatzparameter für den Einfluss der Betonzusammensetzung auf die Größe und den Verlauf des Grund- und des Trocknungsschwindens (vgl. Abschn. 2). Dieses Konzept ist sinnvoll und in [5] begründet.

3.4.3 Trocknungsschwinden

Bild 1 veranschaulicht grafisch die Unterschiede bezüglich der Endwerte für das Grundschwinden in Abhängigkeit von der mittleren Betondruckfestigkeit. Auch wenn die Kurvenverläufe auf den ersten Blick nicht sehr weit voneinander abweichen, wird beispielsweise bei einer Betonfestigkeit von fcm = 50 N/mm2 vom MC 2010 für einen Beton mit einem langsam erhärtenden Zement ein um ca. 80 % größeres Grundschwinden gegenüber der EN 1992-2 vorhergesagt. Allerdings sind die absoluten Verformungen relativ gering (zwischen ca. 0,06 ‰ und 0,11 ‰).

Vergleicht man für die drei Modelle die Funktionen für den zeitlichen Verlauf des Grundschwindens gemäß Tab. 2, so fällt auf, dass diese für den MC 2010 und die EN 1992-1-1 identisch sind (jeweils Exponen­ tialfunktionen), während die EN 1992-2 den zeitlichen Verlauf abschnittsweise und mit anderen Funktionstypen beschreibt. Grafisch veranschaulicht sind die Zeitverläufe in Bild 2. Der Verlauf gemäß EN 1992-2 hängt, anders als bei den Modellen MC 2010 und EN 1992-11, von der verwendeten Zementart ab. Zudem zeigt er im l­ ogarithmischen Maßstab kein monotones Anwachsen des Grundschwindens, was aus den nicht entsprechend adaptierten, abschnittsweise gültigen Zeitfunk­ tionen ­resultiert. Die identischen Funktionen des MC 2010 und der EN 1992-1-1 liegen in der Mitte des ­Streubands experimenteller Untersuchungen. Demgegenüber resultiert der Verlauf des Grundschwindens nach EN 1992-2 aus der Betrachtung spezifischer ­Betone bzw. Betonzusammensetzungen [31] und kann als nicht repräsentativ für die Gesamtheit angesehen werden.

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Die mathematischen Ansätze zur Beschreibung des Trocknungsschwindens der hier betrachteten Modelle sind in Tab. 3 wiedergegeben. Neben der Betondruckfestigkeit fcm bzw. fck enthalten die Gleichungen weitere, teils unterschiedliche Einflussparameter. Die in der zweiten Spalte gegebenen Parameter αds1 und αds2 hängen von der Art des gewählten Zements ab, vgl. [5]. Der Parameter βRH berücksichtigt die relative Umgebungsfeuchte RH und der Parameter kh hängt von den Abmessungen des betrachteten Bauteils ab.

In der dritten Spalte der Tab. 3 sind die Funktionen für den zeitlichen Verlauf des Trocknungsschwindens angegeben. Die darin verwendeten Einflussparameter t und ts sind oben bei Gl. (1) definiert; h ist die wirksame Bauteildicke mit h = 2 A/u, vgl. Angaben zu Gl. (10). Beim Modell EN 1992-2 tritt zusätzlich der Parameter βcd auf. Er berücksichtigt, ob der Beton mit oder ohne Verwendung von Silikastaub hergestellt wurde.

Bei den mathematischen Funktionen zur Berechnung des Endwerts des Trocknungsschwindens (Spalte 2 in Tab. 3) gemäß EN 1992-1-1 und dem MC 2010 sind die jeweiligen Funktionen in der eckigen Klammer identisch, da die Division durch 10 durch die Angabe beim Faktor αds2 kompensiert wird. Da beide Modelle auch den identischen Faktor βRH verwenden (vgl. Gleichung (9) in [5]), besteht ihr Unterschied darin, dass in der EN 1992-1-1 zusätzlich die Faktoren 0,85 und kh auftreten. Der F ­ aktor kh berücksichtigt den Einfluss der Bauteildicke auf den Endwert des Trocknungsschwindens und besitzt in Abhängigkeit von der wirksamen Bauteildicke h = 100/200/300 und > 500 mm die jeweils zugeordneten Werte kh = 1,0/0,85/0,75 und 0,70. Dies bedeutet beispielsweise für ein Bauteil mit einer wirksamen Bau­ teil­dicke von h = 200 mm, dass der berechnete Endwert nach EN 1992-1-1 um den Faktor 0,72 (= 0,85 · 0,85), also um ca.

28 % geringer ist als vom Modell MC 2010 vorhergesagt.

Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 7

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton Tab. 3 Gleichungen zur Berechnung des Trocknungsschwindens bei den Modellen EN 1992-1-1:2004, EN 1992-2:2005 und MC 2010 (Verkürzungen hier positiv) Equations to calculate drying shrinkage according to EN 1992-1-1:2004, EN 1992-2:2005 und MC 2010 (contraction positiv)

Richtlinie

Grundwert εcds0

EN 1992-1-1

 220 + 110 ⋅ α  ds1 ⋅   −6 0 , 85 ⋅   fcm   ⋅ βRH ⋅ kh ⋅ 10 ⋅ exp  −α ds2 ⋅   10     

EN 1992-2

72 ⋅ exp −0 , 046 ⋅ f +  ck K fck ⋅   ⋅ 10−6  + 75 − RH 

MC 2010

 220 + 110 ⋅ α ds1  ⋅ exp −α ds2 ⋅ fcm 

(

( )

(

(

Zeitfunktion βds(t–ts)

)

(

)

) ⋅ ⋅ β ⋅ 10−6 )  RH

Bild 3 Vergleich der Endwerte des Trocknungsschwindens nach EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 in Abhängigkeit von der Betondruckfestigkeit bei einer Umgebungsfeuchte von RH = 50 % Comparison of final drying shrinkage values according to EN 1992-1-1, EN 1992-2 and MC 2010 depending on the compressive strength at an ambient humidity of RH = 50 %

Dieser große Unterschied wird auch in Bild 3 deutlich. Es zeigt die Abhängigkeit der Endwerte des Trocknungsschwindens von der mittleren Betondruckfestigkeit für eine relative Feuchte der Umgebung von RH = 50 %. Zwar ist die physikalisch zutreffende Tendenz der Abnahme des Endwerts des Trocknungsschwindens mit zunehmender Betonfestigkeit bei den betrachteten Modellen in gleicher Weise gegeben, die absoluten Werte besitzen jedoch erhebliche Unterschiede (je nach Festigkeit Faktor zwei und mehr).

Bei den Funktionen für den zeitlichen Verlauf des Trocknungsschwindens (Tab. 3, dritte Spalte) handelt es sich jeweils um eine hyperbolische Funktion, die im Einzelnen jedoch sehr unterschiedlich formuliert sind. Dementsprechend unterscheiden sich auch die zeitlichen Verläufe des Trocknungsschwindens, die in Bild 4 unter der Annahme einer wirksamen Bauteildicke von h = 200 mm dargestellt sind. Gemäß EN 1992-2 bewirkt der zur Betonmischung zugegebene Silikastaub (Kriterium nur „enthalten“ oder „nicht enthalten“), unabhängig von der Menge, eine erhebliche Verzögerung des Verlaufs des 8

(t − ts ) (t − ts ) + 0, 04 ⋅

h3

(t − ts ) ( )

t − ts + βcd ⋅ h2

(

) (

 t − ts   0 , 035 ⋅ h2 + t − ts

)

  

0 ,5

Bild 4 Vergleich der zeitlichen Entwicklung des Trocknungsschwindens nach EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 für eine wirksame Bauteildicke von h = 200 mm Comparison of the time development of drying shrinkage according to EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 for a notional member size of h = 200 mm

Trocknungsschwindens. Der Kurvenverlauf nach MC 2010 liegt bei der Darstellung im gewählten halblogarithmischen Maßstab, abgesehen von der Anfangsphase, grob in der Mitte dieser beiden Kurven.

Demgegenüber entwickelt sich das Trocknungsschwinden gemäß EN 1992-1-1 sehr viel schneller. Die Hälfte des Endwerts wird hier nach ca. 110 Tagen erreicht, beim MC 2010 dagegen erst nach ca. 470 Tagen. Grundsätzlich gilt, dass nur die hyperbolische Funktion gemäß MC 2010 mit dem physikalisch fundierten Konzept der Diffusionstheorie, die den Trocknungsprozess und damit auch den Schwindvorgang zutreffend beschreibt, in Einklang steht; vgl. auch Bild 5 in [5]. Die Zeitfunktionen gemäß EN 1992-1-1 und EN 1992-2 stellen rein empirische Approximationen dar, die mehr oder weniger gut den typischen Verlauf des Trocknungsschwindens von Konstruktionsbetonen wiedergeben. Der Verlauf der Verformung gemäß MC 2010 ist experimentell sehr gut untermauert.

Warum der Verlauf nach EN 1992-1-1 so stark davon abweicht, wird im folgenden Abschnitt erläutert.

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3.4.4 Gesamtschwinden Bild 5 zeigt die von den Modellen vorhergesagten Endwerte des Gesamtschwindens in Abhängigkeit von der Betondruckfestigkeit. Die Unterschiede zwischen diesen Werten bzw. Kurvenverläufen – alle drei Modelle werden aktuell in der Praxis verwendet – sind gerade für die ­häufig verwendeten Betone (< C80/95) außerordentlich groß. So errechnen sich beispielsweise für einen Beton mit einer mittleren Betondruckfestigkeit C35/45 (fcm = 43 N/mm2) bei einer vorherrschenden relativen Umgebungsfeuchte von RH = 50 % mit dem Modell EN 1992-1-1 Endwerte von εcs,∞ = 0,38 ‰ (h = 500 mm) und εcs,∞ = 0,52 ‰ (h = 100 mm), während nach MC 2010 εcs,∞ = 0,61 ‰ und nach EN 1992-2 εcs,∞ = 0,75 ‰ ermittelt werden. Bei den beiden letztgenannten Modellen hängt der berechnete Endwert nicht von der wirksamen Bauteildicke ab.

Angesichts dieser großen Differenzen bei den berechneten Endwerten des Schwindens, die beispielsweise bei der Bemessung der notwendigen Mindestbewehrung eines Betonbauteils unmittelbar eingehen, erhebt sich vor allem die Frage, welcher Wert richtig ist bzw. in der Praxis zutrifft. Diese Frage wird nachfolgend auch im Lichte der Ursachen für die Unterschiede beantwortet.

Vorab sei jedoch noch einmal festgehalten, dass das Schwindmodell im Model Code 2010 (MC 2010) aus den oben genannten Gründen als das das Schwinden zu­treffend prognostizierende Referenzmodell angesehen werden muss.

Die erhebliche Unterschätzung der tatsächlich eintretenden Schwindmaße bei Anwendung der EN 1992-1-1:2004 wurde völlig unabhängig von den hier angestellten Betrachtungen u. a. bereits vor einigen Jahren nachgewiesen [28]. Die bei dieser Analyse zugrunde gelegte Datenbank ist nicht mit jener identisch, die zur Herleitung des Schwindmodells im MC 2010 geführt hat.

Zunächst soll das Modell der EN 1992-1-1:2004 bzw.

DIN EN 1992-1-1:2011 betrachtet werden. Dessen Vorgän­ gerver­sion, die mit der prEN 1992-1-1:2001 [30] veröffentlicht wurde, war identisch mit dem Schwindmodell der DIN 1045-1:2001, welches unter anderem in [5] vorgestellt und begründet wurde. Soweit rekonstruierbar, wurde im damals zuständigen CEN-Ausschuss festgestellt, dass die nach prEN 1992-1-1:2001 berechneten Schwindwerte um bis zu 30‒40 % höher sind als von früheren Vorhersagemodellen prognostiziert (z. B. dem MC 1978). Wie die damals erstellten Arbeitsdokumente belegen, ging man davon aus, dass den Verfassern des Modells in der prEN 1992‑1‑1:2001 möglicherweise ein Fehler unterlaufen ist und insbesondere auch vergessen wurde, den Einfluss der Bauteildicke auf den Endwert des Schwindens zu berücksichtigen. Dementsprechend hat man die oben bereits erwähnten Faktoren 0,85 und kh eingeführt (vgl. Tab. 3, zweite Spalte) und damit die errechneten Endwerte deutlich abgesenkt. Offensichtlich hat man danach auch realisiert, dass das anfängliche Schwinden selbst bei schlanken Bauteilen sehr gering ausfällt (deutlich kleiner als vom MC 1978 prognostiziert), sodass man auch die Funk

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Bild 5 Vergleich der Endwerte des Gesamtschwindens nach EN 1992-1-1, EN 1992-2 und MC 2010 in Abhängigkeit von der Betondruckfestigkeit bei einer Umgebungsfeuchte von RH = 50 % Comparison of final total shrinkage values according to EN 1992-1-1, EN 1992-2 and MC 2010 depending on the compressive strength at an ambient humidity of RH = 50 %

tion für den zeitlichen Verlauf ändern musste, um die errechneten Werte anzuheben. Dies führte zur Verwendung der in Tab. 3 in der ersten Zeile angegebenen Hyperbelfunktion, anstelle der im Entwurf prEN 1992‑1‑1:2001 noch verwendeten Zeitfunktion, die identisch zu jener in Zeile 3 der Tab. 3 (MC 2010) war. Der hierdurch bewirkte, deutlich raschere Verformungszuwachs ist in Bild 4 veranschaulicht.

Rückblickend ist also festzustellen, dass durch die Einführung von zwei Korrekturen bzw. Fehlern (Faktoren 0,85 und kh), ein weiterer Fehler (beschleunigter zeitlicher Verlauf) eingeführt werden musste, um eine hinreichende Anpassung an das für richtig erachtete Schwindmodell MC 1978 zu erreichen, welches jedoch das Schwinden deutlich unterschätzt (vgl. Abschn. 3.2). Ignoriert wurde dabei die Weiterentwicklung des Modells des MC 1978 im MC 1990 und dessen weitere Verbesserung im Modell MC 1990‑99, welches bereits in DIN 1045-1:2001 übernommen worden war.

Das bis heute wiederkehrende Argument, wonach die Bauteildicke doch einen gewissen Einfluss auf den Endwert des Schwindens von Konstruktionsbetonen haben könnte, ist prinzipiell nicht von der Hand zu weisen. Der entscheidende Aspekt ist jedoch, ob die denkbaren Einflüsse in einer nennenswerten Größenordnung auftreten.

Angeführt wurden in diesem Zusammenhang der Einfluss der Karbonatisierung, der bei dicken Bauteilen weniger effektiv sei, und der Einfluss einer bei dicken Bauteilen auftretenden, langen inneren Nachbehandlung des Kernbereichs. Beide Argumente halten jedoch einer wissenschaftlichen Prüfung nicht stand.

Die aus dem Karbonatisierungsschwinden (bis max. 0,2 ‰ bei voller Durchkarbonatisierung) resultierende Kontraktion beschränkt sich nach beispielsweise 20 Jahren nur auf eine Randzone von 10 mm bis höchsten 20 mm. In dieser Zone werden infolge der Verformungsbehinderung Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 9

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durch den Kernquerschnitt Zugspannungen entstehen, deren Obergrenze durch die vergleichsweise geringe Zugfestigkeit des Betons begrenzt ist. Die durch diese geringe Zugspannung über eine vergleichsweise kleine Fläche infolge Verformungszwang ausgelöste Druckspannung auf den sehr viel größeren Restquerschnitt, die dort theoretisch ein Kriechen (Verkürzung) erzeugt, was als Schwinden wahrgenommen wird, kann auch bei schlanken Bauteilen vernachlässigt werden.

Die gute innere Nachbehandlung des Kernbereichs eines dicken Querschnitts durch den Beton der Randzone wird in der Tendenz zu einer reduzierten Porosität im Kernbereich führen. Dadurch wird dort zwar die Diffusion langsamer ablaufen, was jedoch nicht zu geringeren Verformungen nach langen Zeiträumen führen muss, wie unterstellt wird. Gerade feinporöse, hydraulisch gebundene Mikrostrukturen zeigen ausgeprägt große hygrische Verformungen. Diese Beobachtung hat ja auch dazu geführt, dass in allen bekannten Schwindmodellen die Verwendung feingemahlener hochfester Zemente, die im Zuge der Hydratation rasch eine sehr feine Struktur ausbilden, erhöhte Schwindwerte nach sich ziehen.

Das Modell in der EN 1992‑2 unterscheidet sich in seiner mathematischen Form grundlegend vom Modell der EN 1992‑1‑1:2004 und auch von dessen Vorgängerver­sion.

Die gewählten Funktionen und Einflussgrößen sind in [31] zum Teil näher erläutert. Offensichtlich sind für die Herleitung des Modells primär Datensätze von in Frankreich durchgeführten Versuchen herangezogen worden.

Auf den ungewöhnlichen Verlauf des prognostizierten Grundschwindens (Bild 2) wurde oben bereits hingewiesen.

Bei Betrachtung der Endwerte des Gesamtschwindens fällt auf (Bild 5), dass diese auch im primären Gültigkeitsbereich des Modells (Betonfestigkeitsklasse > C50/60) deutlich höher sind als beim experimentell sehr gut abgesicherten Referenzmodell des MC 2010. Vergleicht man in Bild 5 die Werte des Modells in der EN 1992‑2:2005 mit jenen in der EN 1992‑1‑1:2004 (beide Richtlinien besitzen bis heute Gültigkeit), so erreicht der Unterschied der prognostizierten Endschwindwerte für einen durchaus praxisüblichen Beton einer Festigkeitsklasse knapp über C50/60 fast einen Faktor 2. Eine Erklärung hierfür findet man in der einschlägigen Literatur nicht.

3.5

Zur Höhe der Schwindmaße in früheren Richtlinien

Das Schwindmodell des MC 1990 war auf der Grundlage einer umfangreichen aktualisierten Datenbank und unter Berücksichtigung der sich für das Betonschwinden als zutreffend erwiesenen Diffusionstheorie (Bauteildicke beeinflusst nur den Verlauf, nicht den Endwert) hergeleitet worden. Dem damaligen technischen CEB-Ausschuss war natürlich bewusst, dass die Schwindwerte im MC 1990 gegenüber dem Vorgängermodell im MC 1978 um 30 bis 40 % angehoben wurden, was auch in [24] dokumentiert ist. Hierfür konnten verschiedene Gründe identifiziert werden.

10

Ein wesentlicher Grund für die geringeren Schwindwerte im MC 1978 liegt darin, dass deren Ermittlung noch weitestgehend auf der Zusammenstellung von Versuchsdaten von Wagner aus dem Jahre 1958 [22] beruhte. Diese „alten“ Betone waren in der Regel mit einem sehr viel gröberen Portlandzement hergestellt worden, als dies in späteren Jahren der Fall war und erst recht für heute gilt. Ferner wurden diese Betone auch mit geringeren Zement-/Bindemittelgehalten hergestellt. Beide Parameter – geringere Mahlfeinheit und geringerer Bindemittelgehalt – bewirken eine deutliche Absenkung des Schwindens. Weitere Gründe dürften in gewissen Verschiebungen bei den Anteilen der Klinkerphasen zu suchen sein, die sich über die vergangenen Jahrzehnte bei der Zementproduktion ergeben haben.

Hinzu kommt ein weiterer wichtiger Aspekt, der mit der Auswertung von Schwindversuchen zusammenhängt.

Damals war es üblich und galt als wissenschaftlich abge­ sichert, das Verformungsverhalten bzw. dessen Endwert mithilfe der Hyperbelfunktion von Ross zu extrapolieren, was in einfacher Form grafisch möglich war (Taschenrechner gab es nicht). Aber gerade bei der Untersuchung dickerer Bauteile, bei denen sich selbst nach zwei bis drei Jahren Beobachtungsdauer im Labor noch keine Annäherung an einen Endwert abzeichnet, führt die Extrapola­ tion mithilfe der Rosshyperbel zu einer deutlichen Unterschätzung der Endwerte [32]. Es lässt sich mathematisch einfach verifizieren, dass bei gleicher Trocknungsdauer im Versuch die nach Ross extrapolierten Endwerte mit zunehmender Bauteildicke abnehmen. Dies führte dazu, dass ein Einfluss der Bauteildicke auf den Endwert des Schwindens identifiziert wurde, der jedoch tatsächlich nicht gegeben ist, sondern allein als Artefakt aus der Auswertung von Schwindversuchen resultiert. Mit diesem Wissensstand wurde das Schwindmodell des MC 1990 eingeführt und später in erweiterter Form (MC 1990-99) in die DIN 1045-1:2001 übernommen.

Aus den CEN-Aufzeichnungen der frühen 2000er Jahre geht hervor, dass die mit der Erhöhung der Schwindwerte einhergehende Erhöhung der notwendigen rechnerischen Mindestbewehrung das ausschlaggebende Motiv war, die Angaben der prEN 1992‑1‑1:2001 (entsprach DIN 1045‑1) nochmals kritisch zu prüfen, was dann letztlich zur Einführung der Faktoren 0,85 und kh in der EN 1992‑1‑1:2004 führte. Welche Konsequenzen die damit einhergehende Unterschätzung des Schwindens für die Rissbildung in Betonbauteilen hat, soll hier nicht näher analysiert werden.

3.6

Schwinden von Laborproben im Verhältnis zum Bauteilschwinden in der Praxis

Stets wiederkehrend ist die Frage, inwieweit im Labor ermittelte Schwindwerte auf das Bauteilschwinden in der Praxis übertragen werden können. Richtig ist, dass beispielsweise die Modelle MC 1990 oder auch MC 2010, ebenso wie auch frühere Modelle, zum Beispiel MC 1978

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und MC 1970 und auch alle anderen bekannten Modelle in ausländischen Richtlinien, direkt aus Ergebnissen von Untersuchungen an unbewehrten Versuchskörpern abgeleitet wurden. Schon sehr frühe Untersuchungen von Rüsch hatten allerdings gezeigt, dass dies zulässig ist [33].

In der wissenschaftlichen Fachwelt gibt es diesbezüglich auch keine Zweifel.

Dennoch werden auch aktuell aus der Praxis des Öfteren Argumente für ein im Bauwerk geringeres Schwinden vorgebracht, wie z. B. die geringere Umgebungsfeuchte im Labor und die kleineren Abmessungen der Versuchskörper als bei realen Bauteilen im Freien gegeben, ferner das sich stetig ändernde Klima (Feuchte und Temperatur) in der Praxis gegenüber dem konstanten Klima bei Laborversuchen. Dem ist zunächst zu entgegnen, dass die Einflüsse der Parameter Umgebungsfeuchte und Bauteildicke in Laborversuchen seit Jahrzehnten immer wieder umfassend untersucht worden sind. Die zugrunde liegenden physikalischen Prozesse werden als vollständig verstanden angesehen. Daher sind die Umrechnung der Auswirkungen von geringeren Luftfeuchten auf höhere Luftfeuchten und die Abschätzung des Einflusses größerer Bauteilabmessungen anhand sehr gut validierter Funktionen möglich. Die im MC 2010 gegebenen Funktionen beschreiben diese Abhängigkeiten zutreffend. Auch die Effekte aus variablem Klima, d. h. zyklische Änderungen im Tagesoder Wochengang, wurden in einzelnen Veröffentlichungen studiert [34]. Dabei konnten keine nennenswerten Auswirkungen nachgewiesen werden.

Ein weiteres, immer wieder vorgebrachtes Argument für das Auftreten kleinerer Schwindwerte bei Betonbauteilen in der Praxis gegenüber jenen, die an Laborproben ermittelt werden, ist die in realen Bauteilen vorhandene Bewehrung. In der Tat bewirkt die Bewehrung, dass die Schwindverkürzung etwas geringer ausfällt als bei unbewehrten Körpern, da der eingelegte Bewehrungsstahl nicht schwindet und daher das Schwindbestreben des Betons behindert.

Grundsätzlich sind in Richtlinien (richtigerweise) immer Schwindwerte von unbewehrtem Beton angegeben. Die Wirkung einer Bewehrung lässt sich gegebenenfalls, sofern sie in den Bemessungsansätzen nicht ohnehin implizit berücksichtigt wird, anhand der Verbundwerkstofftheorie einfach rechnerisch abschätzen. Zur Orientierung kann man davon ausgehen, dass ein geometrischer Bewehrungsgrad von 1,0 % das „freie“ Schwinden um ca. 15 % vermindert (gemittelt über den eben bleibenden Querschnitt).

Die Übertragbarkeit von Laboruntersuchungen zum Kriechen und Schwinden auf Praxisverhältnisse gilt theoretisch zwar als gesichert, dennoch sind entsprechende experimentelle Nachweise erforderlich bzw. von hohem Wert. Dies betrifft aus verschiedenen Gründen insbesondere den jahreszeitlichen Einfluss und den Einfluss sehr großer Bauteildicken sowie die Interaktion beider Einflussparameter. In einer umfassend angelegten Studie von Kollegger [35] wurde neben regionalen Einflüssen (ver

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wendete Gesteinskörnungen, klimatische Bedingungen) sowie jahreszeitlichen Einflüssen (Sommer-/Winterbetonage) auch der Einfluss der Versuchskörpergröße auf das Kriechen und Schwinden untersucht. Parallel zur Betonage großer Versuchskörper auf der Baustelle wurden vor Ort auch Laborproben aus derselben B ­ etonmischung hergestellt. Sie verblieben, anders als die großen Versuchsköper, nicht auf der Baustelle, sondern wurden im Labor unter den typischen Versuchsbedingungen (konstant 20 °C, 65 % rel. Luftfeuchte) geprüft.

AUFSATZ ARTICLE

H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Creep and shrinkage prediction models for concrete

Bild 6 zeigt als Auszug aus dieser Studie repräsentative Schwindverläufe von Betonkörpern aus einem praxis­ üblichen Beton C30/37 mit drei verschiedenen Querschnitten (Quader, Kantenlänge 1000 mm, 500 mm und 250 mm), vgl. [37]. Die Proben lagerten nach dem Entschalen im Freien und waren vor Regen geschützt. Dar­ gestellt sind die gemessenen Verformungsverläufe (als Mittelwerte zweier Proben) und die jeweils zugehörigen Vorhersagekurven (gestrichelt) des MC 2010. Bild 7 stellt für denselben Beton den an Laborproben (Zylinder ∅ = 150 mm, H = 300 mm) bei konstanten Prüfbedingungen (20 °C, 65 % rel. Umgebungsfeuchte) ermittelten Schwindverlauf (Messpunkte) dar. Die durchgezogene Kurve gibt die Prognose des Schwindmodells im fib Model Code 2010 (MC 2010) wieder.

Die Bilder 6 und 7 belegen zunächst, dass das Modell MC 2010 mit überwiegend guter, teils auch sehr guter Näherung sowohl die im Labor als auch die auf der Baustelle an den Versuchskörpern gemessenen Schwindverformungen vorherzusagen vermag. In Bezug auf den Einfluss der Bauteildicke bestätigen die Versuche die Gültigkeit des 2. Fick’schen Gesetzes (diffusionskonforme Abbildung des Größeneffekts) für Beton. Auch in dieser Versuchs­ serie werden die im Freien gemessenen Schwindverformungen der schlanken Proben mit immerhin 250 mm Kantenlänge, also durchaus praxisrelevanten Abmessungen, etwas unterschätzt. Nach der Erfahrung der Autoren ist diese Tendenz häufiger zu beobachten, vgl. auch [36], und nicht umgekehrt, wie oftmals vermutet wurde.

Insgesamt bestätigen die Versuche erneut den bereits seit Jahrzehnten bekannten Sachverhalt, dass durch die in den Schwindmodellen physikalisch korrekt berücksichtigten Einflüsse von relativer Luftfeuchte und Bauteil­dicke eine Übertragung von Laborergebnissen auf Praxisverhältnisse im Mittel zutreffend gewährleistet ist. Andererseits geht aus Bild 6 auch hervor, dass die jahreszeitlichen Klimaschwankungen mit zunehmender Schlankheit der Bau­ teile einen ausgeprägten Einfluss ausüben, der in dieser Form bislang nicht bekannt war bzw. nachgewiesen worden ist und daher auch nicht von Schwindmodellen in Normen abgebildet wird. Dies gilt gleichermaßen für den in [35] als gravierend erkannten Einfluss der Jahreszeit der Herstellung eines Betonkörpers auf dessen Schwindverhalten. Weitere interessante Ergebnisse und Schlussfolgerungen für die Praxis sowie verbesserte Ansätze zur Beschreibung des Schwindens können [35, 37] entnommen werden.

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton

Bild 6 Verlauf des Gesamtschwindens von Betonkörpern aus einem Beton C30/37 bei drei verschieden großen Quadern (Kantenlänge 1000 mm, 500 mm und 250 mm), die nach der Herstellung vor Regen geschützt im Freien lagerten; Messwerte (durchgezogene Linie) und Vorher­sage nach MC 2010 ­(gestrichelte Linie); entnommen aus [37] Development of total shrinkage of concrete members, concrete strength class C30/37, three ashlar members (edge length 1000 mm, 500 mm und 250 mm), sheltered open air storage; measured strain values (solid line) und MC 2010 prediction (dashed line); taken from [37]

3.7

Schwinden nach prEN 1992-1-1:2020

3.7.1 Vorbemerkungen Aus den Ausführungen im Abschn. 3.4 wird deutlich, dass sich das Schwindmodell in der neuen EN 1992-1-1 signifikant von der heute gültigen Fassung des Modells in der DIN EN 1992‑1‑1:2011 unterscheiden wird, da im Zuge der Überarbeitung die oben aufgezeigten Unzulänglichkeiten beseitigt wurden. Der aktuelle Entwurf des Modells in der prEN 1992‑1‑1:2020 ist zwar eng an das Modell im fib Model Code 2010 angelehnt, aber es sind ergänzend einzelne Verbesserungen eingeführt worden.

Ohne in die Details des neuen Modells Einblick nehmen zu müssen, wird dem Tragwerksplaner sofort ins Auge fallen, dass die nach prEN 1992-1-1:2020 vorhergesagten Schwindwerte teilweise um bis zu 30–40 % höher ausfallen, als vom Modell der DIN EN 1992-1-1:2011 angegeben wird. Diese Anhebung wurde in den vorangehenden Ausführungen im Einzelnen begründet und beseitigt die bei der Entwicklung der EN 1992-1-1:2004 gemachten Fehler. Völlig unabhängig von den hier angestellten Betrachtungen war in [28] bereits früher festgestellt worden, dass die Angaben in EN 1992-1-1:2004 das tatsächliche Schwindverhalten stark unterschätzen (s. Abschn. 3.4.4).

Analog zur heute gültigen Norm enthält die prEN 1992‑1‑1:2020 Angaben zum Betonschwinden sowohl im Hauptteil (Abschnitt 5.1) der Richtlinie als auch im normativen Anhang B. Während im Hauptteil für die „tägliche“ Bemessungspraxis lediglich Endschwindwerte tabellarisch angegeben werden, gibt der Anhang das vollständige Schwindmodell wieder. Die Darstellungen im Hauptteil und im Anhang unterscheiden sich in Aufbau, Form und Inhalt erheblich von jenen in der DIN EN 12

Bild 7 Verlauf des Gesamtschwindens für einen Beton C30/37 (Beton­ mischung identisch zu den Versuchskörpern in Bild 6), ermittelt an Laborproben (Zylinder ∅ = 150 mm, H = 300 mm) bei konstanten Prüfbedingungen (20 °C, RH = 65 %); Messwerte (Kreissymbol) und Vorhersage nach MC 2010 (durchgezogene Linie) Development of total shrinkage, concrete strength class C30/37 (identical batch as for members in Figure 6), tested on laboratory specimens (cylinders ∅ = 150 mm, H = 300 mm) at constant ambient conditions (20 °C, RH = 65 %); measured strain values (circle symbols) und MC 2010 prediction (solid line)

1992‑1‑1:2011. Nachfolgend wird das neue Schwindmodell vorgestellt.

3.7.2 Angaben im Abschnitt 5.1 der prEN 1992-1-1:2020 Im Abschnitt 5.1 des Hauptteils der prEN 1992‑1‑1:2020 werden rechnerische Endschwindwerte nach 50 Jahren Nutzungs-/Lebensdauer für unterschiedliche Betone bei verschiedenen Randbedingungen hinsichtlich des Umgebungsklimas und der Bauteilabmessungen angegeben (Tab. 4). Der Begriff rechnerischer Endwert soll anzeigen,

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Tab. 4 Gesamtschwinden εcs(t) in ‰ von Betonbauteilen nach einer Trocknungsdauer von 50 Jahren in Abhängigkeit von der Betonklasse, charakteristischen Festigkeit und wirksamen Bauteildicke Total shrinkage εcs(t) in ‰ of concrete members after 50 years of moisture loss in dry and moist environment, depending on the concrete class, ­characteristic strength and notional member size

Betonklasse (gemäß Tab. 5)

fck [N/mm2]

Trockene Umgebungsbedingungen

Feuchte Umgebungsbedingungen

(innen, RH = 50 %)

(außen, RH = 80 %) Wirksame Bauteildicke h [mm]

100 CS

CN

CR

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200

500

1000

100

200

500

1000

20

–0,57

–0,56

–0,48

–0,36

–0,33

–0,32

–0,28

–0,21

35

–0,53

–0,51

–0,45

–0,35

–0,31

–0,31

–0,27

–0,22

50

–0,49

–0,48

–0,43

–0,35

–0,30

–0,29

–0,27

–0,23

20

–0,67

–0,65

–0,56

–0,41

–0,38

–0,37

–0,32

–0,24

35

–0,60

–0,59

–0,51

–0,39

–0,34

–0,34

–0,30

–0,24

50

–0,55

–0,54

–0,48

–0,37

–0,31

–0,31

–0,28

–0,23

80

–0,48

–0,48

–0,43

–0,36

–0,30

–0,30

–0,28

–0,25

35

–0,76

–0,74

–0,65

–0,48

–0,42

–0,41

–0,36

–0,28

50

–0,67

–0,66

–0,58

–0,44

–0,36

–0,35

–0,32

–0,26

80

–0,55

–0,54

–0,49

–0,39

–0,31

–0,30

–0,28

–0,25

dass es sich bei den angegebenen Zahlenwerten, insbesondere für die dickeren Bauteilquerschnitte, nicht um den aus den Formeln errechenbaren tatsächlichen Endwert (t–ts → ∞) des Schwindens handelt. Gerade bei sehr dicken Querschnitten vollzieht sich der durch den Diffusionsprozess kontrollierte Schwindvorgang sehr langsam über viele Jahrzehnte hinweg, sodass auch nach 50 Jahren, abhängig von der Bauteildicke, erst ein mehr oder weniger großer Anteil des Endwerts erreicht ist. Hierdurch zeigen die Werte in Tab. 4 einen Einfluss der Bauteildicke auf die angegebenen rechnerischen Endwerte des Schwindens, der jedoch für den tatsächlichen Endwert nicht existiert.

Eine wichtige Änderung beziehungsweise Verbesserung in prEN 1992‑1‑1:2020 wurde in Bezug auf die Klassifizierung der Betone vorgenommen, siehe Tab. 5. Dort sind die neu verwendeten Bezeichnungen CS, CN und CR sowie die jeweils zugeordneten Betone aufgeführt. Der Buchstabe C steht für Concrete (Beton), die Buchstaben S, N und R stehen jeweils für slow, normal and rapid hardening, also langsame, normale und schnelle Erhärtung. In der DIN EN 1992‑1‑1:2011 werden hierfür die Buchstaben S, N und R verwendet, in der DIN 1045‑1:2001 die Zahlen 1, 2 und 3 bzw. die Buchstaben SL, N, R und RS, vgl. auch die Tabellen 1 und 2 in [5].

Der inhaltlich wesentliche Unterschied besteht darin, dass in der DIN EN 1992‑1‑1 (und der DIN 1045‑1) die Zement-Kennzeichnung für die Festigkeitsklasse und die Festigkeitsentwicklung als Ersatzparameter für die Klassifizierung der Festigkeitsentwicklung des Betons herangezogen wird, während nunmehr in Tab. 5 die Festigkeitsentwicklung des Betons direkt adressiert ist. Dabei sind die Festigkeitsklasse und die Festigkeitsentwicklung des Zements zwar wichtige, aber nicht die einzigen Parameter. Zusätzlich wird noch die Art des Zements und die

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Zusammensetzung des Bindemittels (Summe aus Zement und reaktiven Zusatzstoffen) berücksichtigt. Dies trägt dem Sachverhalt Rechnung, dass moderne Betone zumeist über komplex zusammengesetzte Bindemittel ver­ fügen, während noch in den 1990er Jahren und früher nahezu ausschließlich reiner Portlandzement oder Mischungen aus Portlandzement und gemahlenem Hüttensand (Hochofenzemente) verwendet wurden.

In Bezug auf Tab. 5 sei noch darauf hingewiesen, dass es bei der großen Anzahl unterschiedlicher Zemente, die am Markt verfügbar sind, und der normativ eingeräumten Möglichkeiten (vgl. DIN EN 206), reaktive Zusatzstoffe zu einem bestimmten Anteil auf das Bindemittel anzurechnen, unmöglich ist, konkretere Angaben bzw. Bezüge zwischen einer Betonzusammensetzung und der Klasse der Betonfestigkeitsentwicklung herzustellen. Insofern erfordert die Anwendung von Tab. 5, anders als es bei Tab. 2 in [5] der Fall war, gewisse betontechnologische Kenntnisse und Erfahrung.

Abschließend sei bezüglich der in Tab. 4 angegebenen 50-Jahre-Schwindmaße noch darauf hingewiesen, dass die Zeilen für die Betonklasse CS mit fck = 80 N/mm2 sowie die Betonklasse CR mit fck = 20 N/mm2 weggelassen wurden. Solche Betone, wenn überhaupt von Interesse, dürften sich kaum herstellen lassen.

3.7.3 Vorhersagemodell im Anhang B der prEN 1992–1-1:2020 Gemäß dem analytisch formulierten Schwindmodell im Anhang B der prEN 1992‑1‑1 berechnet sich das Gesamtschwinden εcs (t, ts) nach Gl. (2) – sie entspricht Gl. (1), vgl. oben – aus einer Summation: Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 13

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton Tab. 5 Festigkeitsentwicklung des Betons (Betonklasse) in Abhängigkeit von der Zementart, der Zementfestigkeitsklasse und der Bindemittelzusammensetzung Strength development (concrete class) depending on the type of cement, the strength class of cement and the binder composition

Festigkeitsent­ wicklung des Betons

Zusammensetzung und Eigenschaften des Bindemittels Zementarten

Zementfestigkeitsklassen, z. B.

Bindemittelzusammensetzung (Zement und ­Zusatzstoffe*)

Klasse CS

CEM III, CEM II/B

32.5 N, 42.5 N

Portlandzement (CEM I) und mehr als 65 M.- % ­Hüttensand oder mehr als 35 M.- % Flugasche

Klasse CN

CEM II, CEM I

42.5 N, 32.5 R

Portlandzement (CEM I) und mehr als 35 M.- % aber weniger als 65 M.- % Hüttensand oder mehr als 20 M.- % aber weniger als 35 M.- % Flugasche

Klasse CR

CEM I

42.5 R, 52.5 N, 52.5 R

–

* angerechnetes Bindemittel für den Wasserbindemittelwert nach DIN EN 206

( )

()

( )

ε cs t , ts = ε cbs t + ε cds t , ts , (2) wobei die Komponente Grundschwinden εcbs (t) stets, also auch ohne Feuchteaustausch zwischen Bauteil und Umgebung, auftritt:

()

( )

()

ε cbs t = ε cbs0 fcm ⋅ β bs t ⋅ α NDP,b (3) und die Komponente Trocknungsschwinden εcds (t, ts) das zusätzliche Schwinden infolge eines Feuchtigkeitsverlustes des Bauteils wiedergibt:

( )

( )

( )

(

)

chen Versuchsdaten resultierende und sehr gut abgesicherte mittlere Verlauf der Schwindverformungen von Konstruktionsbetonen – genau den beschreibt das Schwindmodell – nicht mehr zutreffend wiedergegeben werden.

Das Grundschwinden εcbs (t) nach Gl. (3) kann mithilfe der Gln. (5) und (6) bestimmt werden: 2,5

 f 10  −6 (5) ε cbs0 fcm = −α bs  cm  ⋅ 10  6 + fcm 10 

( )

ε cds t , ts = ε cds0 fcm ⋅ βRH RH ⋅ βds t − ts ⋅ α NDP,d (4)

und

In den Gln. (2) bis (4) bedeuten: εcbs0 (fcm) Grundwert (= Endwert) des Grundschwindens, vgl. Gl. 5 εcds0 (fcm) Grundwert des Trocknungsschwindens, vgl.

Gl. 7 βbs (t) Funktion der zeitlichen Entwicklung des Grundschwindens, vgl. Gl. 6 βRH (RH) Koeffizient zur Berücksichtigung der Umgebungsfeuchte auf das Trocknungsschwinden, vgl. Gl. 8 βds (t–ts) Funktion der zeitlichen Entwicklung des Trocknungsschwindens, vgl. Gl. 10 αNDP,i Faktoren αNDP,b = αNDP,d = 1,0, sofern nicht in einem nationalen Anhang anders festgelegt

β bs(t ) = 1 − exp −0, 2 ⋅ t (6)

Die Parameter t, ts und t–ts bedeuten, wie bereits in Kapitel 3.4.1 angegeben, jeweils das Betonalter, den Zeitpunkt des Trocknungsbeginns (in der Regel Zeitpunkt des Entschalens) und die Trocknungsdauer, welche üblicherweise der Nutzungsdauer entspricht.

Die in den Gln. (3) und (4) nach intensiver Diskussion eingeführten Faktoren αNDP,b und αNDP,d sollen einzelnen Ländern die Möglichkeit einräumen, die mit dem gegebenen Modell berechneten Schwindwerte aufgrund nationaler Erfahrungen anzupassen. Es bleibt abzuwarten, welche Länder davon tatsächlich Gebrauch machen werden und mit welchen technischen Argumenten eine etwaige Anpassung/Absenkung begründet wird. Durch einen solchen Faktor würde jedenfalls der aus zahlrei14

(

)

mit: fcm mittlere Betonfestigkeit im Alter von 28 Tagen in N/mm2, entsprechend fcm = fck + 8 N/mm2 αbs Beiwert, der von der Festigkeitsentwicklung des ­Betons abhängt, vgl. Tab. 6 t Betonalter in Tagen Das Trocknungsschwinden εcds (t, ts) nach Gl. (4) kann mithilfe der Gln. (7) bis (10) bestimmt werden:

( ) ( (

)

 220 + 110 ⋅ α ⋅  ds  ⋅ 10 −6 ε cds0 fcm =  (7) − ⋅ f exp 0, 012  cm  

β RH

)

3      −1, 55 ⋅ 1 − RH     RH   eq       für 20 % ≤ RH ≤ RHeq  2     RH     − 1, 55 ⋅ 1 −      RH   = eq       für RHeq < RH < 100 %  2      −1, 55 ⋅ 1 −  RH   + 0, 25   RH    eq       für RH = 100 % 

(8-1)

(8-2)

(8-3)

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21.12.20 12:43

mit:

Tab. 6 Beiwerte αbs und αds in den Gln. (5) und (7) Coefficients αbs and αds in Equations (5) und (7)

0,1  35  RHeq = 99 ⋅  ≤ 99 (9)   fcm 

Festigkeitsentwicklung des Betons

αbs

αds

Klasse CS

800

3

Klasse CN

700

4

Klasse CR

600

6

(

) (

0,5

  t − ts  (10) β ds t − ts =  2  0, 035 ⋅ h + t − ts 

(

)

)

wobei: αds Beiwert, der von der Festigkeitsentwicklung des Betons abhängt, vgl. Tab. 6 RHeq relative Feuchte im Inneren des Bauteils im Gleichgewichtszustand in %; sie berücksichtigt die innere Austrocknung, die bei hochfestem Beton ausgeprägt auftritt RH relative Luftfeuchte in der Umgebung des Bauteils in % h = 2Ac/u, wirksame Bauteildicke in mm, mit Ac = Querschnittsfläche des Bauteils in mm2, u = Umfang des Querschnitts, welcher dem Umgebungsklima ausgesetzt ist Vergleicht man das oben angegebene Schwindmodell mit jenen in der DIN 1045-1:2001 (DAfStb-Heft 525) oder im MC 2010 (sie sind beide mit den Angaben in [5] identisch), so sind, neben einer Vereinfachung in Tab. 6 in Verbindung mit Gl. (7), lediglich die obigen Gln. (8) und (9) neu gefasst bzw. verbessert worden. Die Unterschiede, abgesehen von der in [5] noch gegebenen dimensionslosen Darstellung, sollen im Folgenden erläutert werden.

Die Gl. (8) erfasst den Einfluss der Umgebungsfeuchte RH auf die Größe des Schwindens. Diese Einflussgröße ist auf den Referenzwert RHeq bezogen, der die mittlere relative Feuchte im Inneren eines Bauteils im Gleichgewichtszustand angibt. Für eine mittlere Betonfestigkeit von fcm = 35 N/mm2 beträgt RHeq = 99 % (vgl. Gl. (9)).

Mit zunehmender Betonfestigkeit sinkt der Wert für RHeq kontinuierlich ab und beträgt für eine Betonfestigkeit von beispielsweise fcm = 80 N/mm2 RHeq = 91 %. Die physikalische Konsequenz besteht darin, dass für den angenommenen Fall einer Umgebungsfeuchte von RH > RHeq = 91 % dieser Beton nicht mehr schwindet, sondern quillt, d. h. sein Volumen ggf. deutlich vergrößert, weil er Wassermoleküle aus der Umgebung im Inneren seiner Porenstruktur anlagert.

Der beschriebene Effekt war letztlich auch mittels der Gln. (9) und (11) in [5] berücksichtigt worden. Allerdings werden mit Gl. (8) oben richtigerweise drei Bereiche definiert, ohne dass beim Übergang zwischen den Bereichen eine Unstetigkeit (Sprung) gegeben ist. Der Bereich 20 % ≤ RH ≤ RHeq erfasst das Trocknungsschwinden und der Bereich RHeq < RH < 100 % das Quellen des Betons. Für RH = 100 % ergibt sich ebenfalls ein Quellen, welches jedoch aus einer Wasseraufnahme resultiert, wenn die Bauteiloberfläche mit Wasser in flüssiger Form beaufschlagt wird. In diesem Fall wird der kapillare Transportmecha

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nismus des Porensystems aktiv, was zur verstärkten Wasseraufnahme und als deren Folge zu einer vergrößerten Volumenzunahme führt.

Mit den oben angegebenen Formeln werden nur jene Quellprozesse beschrieben, die bei einem Beton eintreten können, wenn er nicht infolge einer Wasserabgabe zuvor geschwunden ist. Wenn jedoch beispielsweise ein Bauteil nach einer langen Trocknungsphase ein Schwindmaß von angenommen 0,5 ‰ erreicht hat und infolge einer Umnutzung danach einer andauernden Wasserbeaufschlagung ausgesetzt ist, so kann das Eintreten der hieraus resultierenden Quellenverformung nicht mit der Gl. (8-3) ermittelt werden. In der einschlägigen Literatur sind keine Beziehungen bekannt, mit denen das unter den genannten Bedingungen eintretende Quellen berechnet werden könnte. Als Orientierung für Belange der Praxis kann man davon ausgehen, dass nach langen Zeiträumen eines hohen Feuchtigkeitsangebots etwa 50 bis 60 % der zuvor eingetretenen Schwindverformung reversibel ist.

Damit errechnet sich das Quellen nach vorangegangenem Schwinden von beispielsweise –0,5 ‰ zu +0,25 ‰ bis +0,30 ‰, ggf. zuzüglich der Verformung, resultierend aus dem Summanden „+0,25“ nach Gl. (8-3) in Verbindung mit Gl. (4), wenn Wasser in flüssiger Form aufgenommen werden kann.

3.7.4 Modellunsicherheiten und Variationskoeffizient Eine eingehende statistische Analyse zur Vorhersagegenauigkeit wurde für das Modell im MC 2010 durchgeführt [27]. Da dieses Modell mit dem hier in Abschn.

3.7.3 vorgestellten Modell der prEN 1992‑1‑1:2020 nahezu identisch ist, gelten hierfür ebenfalls die in [27] angegebenen statistischen Parameter. Danach ist von einem mittleren Variationskoeffizienten von V = 30 % bei der Vorhersage des Schwindens auszugehen. Dieser vergleichsweise große Wert spiegelt letztlich die Streuung der Schwindversuche in der Datenbank wider. Sie enthält die in z­ahlreichen Laboratorien in verschiedenen Ländern gewonnenen Versuchsergebnisse an sehr unterschiedlichen Konstruktionsbetonen. Erfahrungsgemäß zeigen Schwinduntersuchungen an in Deutschland eingesetzten Konstruktionsbetonen eher geringere Abweichungen zwischen Versuchsergebnissen und den Angaben der jeweiligen CEB/fib-Modelle als durch den Variationskoeffizienten von V = 30 % ausgedrückt wird (vgl. z. B. auch Bild 7).

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton

Die größte Modellunsicherheit resultiert aus der Betonzusammensetzung, da sie ein ausschlaggebender Parameter für die Größe des Schwindens ist, jedoch nur über den Ersatzparameter Betonfestigkeit in das Modell eingeht.

So kann sich die Größe des Schwindens gleichfester Betone durchaus um ca. 50 bis 100 % unter sonst identischen Bedingungen voneinander unterscheiden. Demgegenüber sind die Einflüsse aus der Bauteildicke und der Umgebungsfeuchte sehr sicher prognostizierbar, da sie nur mit sehr geringen Streuungen behaftet sind.

Für den in der prEN 1992‑1‑1:2020 angegebenen Variationskoeffizienten von V = 30 % bei der Prognose von Schwindverläufen lassen sich unter der Annahme einer Gaußverteilung untere und obere Grenzwerte für das Schwinden in Abhängigkeit vom gewählten Quantilwert errechnen.

Für die 10 %- oder 5 %-Quantile ergibt sich der obere Grenzwert des Schwindens zu εcs ,10 (t, ts) = 1,38 · εcs (t, ts) bzw. εcs ,5 (t, ts) = 1,49 · εcs (t, ts). Für die unteren Grenzwerte erhält man analog εcs ,90 (t, ts) = 0,61 · εcs (t, ts) bzw. εcs ,95 (t, ts) = 0,51 · εcs (t, ts).

Bild 8 Experimentell ermittelter Schwindverlauf (Messpunkte) und Vorhersagen nach prEN 1992-1-1:2020 (durchgezogene Linien) vor und nach der Regression an die Versuchsdaten; schematische Darstellung Experimental shrinkage data (square symbols) and predictions ­according to prEN 1992-1-1:2020 (solid lines) before and after the ­regression analysis based on measured data; schematic sketch

genommen. Danach errechnet sich das Gesamtschwinden gemäß Gl. (11) zu:

( )

( )

()

3.7.5 Verbesserung der Modellprognose durch Versuche

ε cs t , ts = ξ bs1 ⋅ ε cbs t + ξds1 ⋅ ε cds t , ts (11)

Die verbleibende Unsicherheit bei der Abschätzung des Schwindens kann erheblich reduziert werden, wenn Schwindversuche an dem in der Praxis zum Einsatz gelangenden Beton durchgeführt werden. Überschlägig kann davon ausgegangen werden, dass dann mit einem Variationskoeffizienten von etwa V = 10 % (Streuung der Versuche) gerechnet werden kann.

Für die Zeitfunktionen gelten die erweiterten Gln. (12) und (13):

Oftmals steht den bei schwindempfindlichen Konstruktionen unbedingt zu empfehlenden und auch ohne größeren Aufwand durchführbaren Versuchen das Argument entgegen, dass mit einer langen Untersuchungsdauer gerechnet werden müsste, um abgesicherte Ergebnisse zu erhalten. Dies trifft jedoch nicht zu. Bild 8 veranschaulicht schematisch die Ergebnisse einer experimentellen Untersuchung und die Prognose eines Schwindmodells vor und nach der Regression anhand der Versuchsdaten.

Der Verlauf der Versuchsdaten zeigt im halblogarithmischen Maßstab des Bildes 8 einen Wendepunkt. Das Abwarten dieses Wendepunktes im Versuch ist absolut entscheidend für eine sichere Regression bzw. Extrapolation des Schwindverlaufs bei langer Trocknungsdauer. Da der Schwindprozess diffusionsgesteuert ist, spielen die Bauteildicke und die Betongüte eine maßgebliche Rolle für den Zeitpunkt des Eintritts des Wendepunkts. Bei üblichen Konstruktionsbetonen und einem Probedurchmesser von 150 mm liegt dieser Wendepunkt grob bei 60 ± 10 Tagen, sodass nach einer Versuchsdauer zwischen 90 bis 120 Tagen eine sichere Extrapolation möglich ist. Bei schlankeren Proben wird der Wendepunkt früher erreicht. Dies kann mittels Gl. (10) abgeschätzt werden.

Vor diesem Hintergrund werden in prEN 1992‑1‑1:2020 im Anhang B.5 Angaben zur Versuchsdurchführung gemacht.

Ebenso wird eine Erweiterung des Schwindansatzes vor16

(

()

)

β bs t = 1 − exp −0, 2 ξ bs2 ⋅ t (12)

(

)

0,5

  t − ts  β ds t − ts =  (13)  0, 035 ξds2 ⋅ h2 + t − ts 

(

)

(

)

Gegenüber den Gln. (2), (6) und (10) wurden in den vorstehenden Gln. (11), (12) und (13) die Regressionsparameter ξbs1, ξds1, ξbs2 und ξds2 aufgenommen. Sie sind aus den Versuchsergebnissen nach der Methode der kleinsten Fehlerquadrate zu ermitteln. Danach kann das Modell unter Anwendung aller anderen Beziehungen des Schwindmodells auf die in der Praxis am betreffenden Bauwerk gegebenen Randbedingungen angewendet werden.

4 Schlussbemerkungen Unerwünschte Verformungen und Rissbildungen an Betonbauteilen infolge des Schwindens lassen sich weitgehend vermeiden, wenn eine zuverlässige Abschätzung dieser Verformung vorliegt und geeignete betontechnologische und konstruktive Maßnahmen ergriffen werden.

In Bezug auf die Qualität der Prognosegenauigkeit schöpft das hier vorgestellte neue Schwindmodell die Möglichkeiten unter den gegebenen Randbedingungen für die Modellbildung weitestgehend aus. Es ist den heute gültigen Schwindmodellen in DIN EN 1992‑1‑1 und DIN EN 1992‑2 hinsichtlich des physikalischen Ansatzes und der Vorhersagegenauigkeit deutlich überlegen.

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Beim Modell nach DIN EN 1992‑1‑1:2011 wird das Schwinden erheblich unterschätzt, beim Modell nach DIN EN 1992‑2:2010 überschätzt. Vor diesem Hintergrund muss empfohlen werden, das neue Modell prEN 1992‑1‑1:2020 bereits heute zu verwenden. Alternativ könnte auch das Schwindmodell nach DIN 1045‑1:2008 (vgl. auch DAfStbHeft 525) oder jenes aus dem MC 2010 verwendet werden, da deren Abweichungen vom neuen Modell gering sind.

Im Hinblick auf weitere Verbesserungen der Prognosegenauigkeit könnte man an eine Modellerweiterung durch die Hinzunahme betontechnologischer Parameter, z. B. Wasserbindemittelwert, Bindemittelgehalt, Sieblinie etc. denken. Selbst wenn dies aus baupraktischen Gründen überhaupt vernünftig wäre, so ist vor dem Hintergrund der vorhandenen Modellunsicherheiten (Streuungen) mit keiner nennenswerten Verbesserung des Variationskoeffizienten zu rechnen [38]. Losgelöst davon könnte man allerdings den Effekt einzelner Einflussparameter besser abbilden und käme bei entsprechender Wahl z. B. zu kleineren Werten für das Schwinden.

Die beste Prognose des Schwindverhaltens eines Betons am Bauwerk erreicht man durch Schwindversuche an dem im Bauwerk eingesetzten Beton. Mit solchen Versuchsergebnissen kann das neue Modell in geeigneter Weise adaptiert werden, was zu einer signifikanten Steigerung der Vorhersagegenauigkeit führt.

Um das Risiko unerwünschter Schwindverformungen und daraus resultierende Schäden möglichst zu vermeiden, empfiehlt es sich, geeignete betontechnologische Maßnahmen zu ergreifen, also der Betonzusammensetzung, der Verar-

beitung und der Nachbehandlung besonderes Augenmerk zu schenken. Durch die Wahl des Bindemittels (Zusammensetzung), die Wahl der Gesteinskörnung und Sieblinie, die Begrenzung des Wasserbindemittelwerts (nach oben und unten) sowie durch einen möglichst geringen Leimgehalt des Betons können die auftretenden Schwindverformungen auf etwa 70 %, ggf. auch weniger, der nach dem Modell errechneten Mittelwerte beschränkt werden. Nach der deutschen Bauordnung ist die Verwendung reduzierter Schwindmaße bei der Berechnung eines Tragwerks durch Versuche nachzuweisen. Eine verlängerte Nachbehandlung bewirkt zwar keine Reduktion der Höhe des Schwindens, wohl aber eine zeitliche Verschiebung des Schwindverlaufs, sodass Rissbildungen vermieden werden, weil die sich mit der Zeit entwickelnde Zugfestigkeit des jungen Betons eine ausreichende Höhe erreichen kann.

AUFSATZ ARTICLE

H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Creep and shrinkage prediction models for concrete

Alle in Normen dargestellten Modelle zur Prognose des Schwindens betrachten diese Verformung als im Mittel gleich verteilt über einen Bauteilquerschnitt, sodass Eigenspannungen aus dem Trocknungsschwinden (vgl. Bild 3 in [5]) nicht auftreten bzw. nicht betrachtet werden können.

Rechnerisch können die tatsächlich vorhandenen Eigenspannungen und hieraus resultierende Schwindrisse dennoch erfasst werden, beispielsweise durch die Anwendung der FE-Methode, die eine punktweise Analyse von Verformungen und Spannungen in einem Querschnitt erlaubt.

Die dabei eingehenden Kennwerte lassen sich unter Verwendung eines normativen Schwindmodells ableiten (vgl.

[10, 39, 40]). Auch hierbei gilt, dass die Berechnungsergebnisse umso zutreffender sind, je besser das Referenzmodell zur Herleitung der FE-Parameter die Verformungen beschreibt.

Literatur [1] EN 1992-1-1:2004-12 (2004) Eurocode 2: Design of concrete structures – Part 1-1: General rules and rules for buildings. CEN, Brussels.

[2] DIN EN 1992-1-1:2011-01 (2011) Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau; Deutsche Fassung EN 1992-11:2004 AC:2010. Beuth Verlag GmbH, Berlin.

[3] prEN 1992-1-1:2020-11 (2020) Eurocode 2: Design of concrete structures – Part 1-1: General rules, rules for buildings, bridges and civil engineering structures. CEN, Brussels.

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H. S. Müller, F. Acosta, V. Kvitsel: Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton

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[19] DIN 4227:1979-12 (1979) Spannbeton; Bauteile aus Normalbeton, mit beschränkter oder voller Vorspannung. Herausgeber: DIN Deutsches Institut für Normung e. V. [20] CEB Bulletin 124/125 (1978) CEB-FIP Model Code 1978: International System of Unified Standard – Codes of Practice for Structures. Comité Européenne du Béton, Paris, Lausanne.

[21] DIN 4227-1:1988-07 (1988) Spannbeton – Bauteile aus Normalbeton mit beschränkter oder voller Vorspannung.

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[23] CEB-FIP Model Code 1990 (1993) Design Code. Comité Euro-International du Béton, Thomas Telford Services Ltd., London.

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[29] EN 1992-2:2005 (2005) Eurocode 2: Design of concrete structures – Concrete bridges – Design and detailing rules.

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[37] Suza, D. (2020) Einfluss des Maßstabeffekts und der Umgebungsbedingungen auf das Kriechen und Schwinden von Beton [Dissertation]. Technische Universität Wien.

[38] Müller, H. S. (1993) Considerations on the development of a data base on creep and shrinkage tests in: Bažant, Z. P. und Carol, I. [Hrsg.] Creep and Shrinkage of Concrete, Proceedings of the 5th International RILEM Symposium on Creep and Shrinkage of Concrete (ConCreep 5), E & FN Spon, London, S. 859–872 [39] Foos, S. (2014) Unbewehrte Betonfahrbahnplatten unter witterungsbedingten Beanspruchungen. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, H. 606, Ernst & Sohn, Berlin, Germany.

[40] Müller, H. S. (1999) Zur Vorhersage der Schwindverformungen von Bauteilen aus Beton in: R. Eligehausen [Hrsg.], Werkstoffe im Bauwesen – Theorie und Praxis, Festschrift Hans-Wolf Reinhardt zum 60. Geburtstag, S. 363–374

Autoren

Univ.-Prof. em. Dr.-Ing. Harald S. Müller ­(Korrespondenzautor) h.mueller@smp-ing.de SMP Ingenieure im Bauwesen GmbH Stephanienstraße 102 76133 Karlsruhe Obmann der TG 7 „Time dependent effects“ in CEN TC 250 SC 2 WG 1 (Eurocode 2 Revision)

Dr.-Ing. Fernando Acosta Urrea fernando.acosta@zueblin.de Ed. Züblin AG – Zentrale Technik Tunnelbau Stuttgart (TUB-S) Albstadtweg 3 70567 Stuttgart

18

Dr.-Ing. Vladislav Kvitsel kvitsel@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie Institut für Massivbau und Baustofftechnologie (IMB) und Materialprüfungs- und Forschungsanstalt Karlsruhe (MPA Karlsruhe) Gotthard-Franz-Str. 3 76131 Karlsruhe

Zitieren Sie diesen Beitrag Müller, H. S.; Acosta, F.; Kvitsel, V. (2021) Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton – Teil 1: Analyse des Schwindmodells in DIN EN 1992-1-1:2011 und neuer Ansatz im Eurocode 2 prEN 1992-1-1:2020. Beton- und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 2–18. https://doi.org/10.1002/best.202000082 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 4. Oktober 2020; angenommen: 18. November 2020.

Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1

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Das Projekt DEAL repräsentiert als Konsortium etwa 700 akademische Einrichtungen in Deutschland. Um die allgemeine Förderung der wissenschaftlichen Forschung zu unterstützen, starten Wiley und Projekt DEAL im Rahmen der Partnerschaft gemeinsam drei wichtige neue Initiativen.

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Steel Construction

Volume 12 May 2019 ISSN 1867-0520

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ISSN 2625-073X

VOLUME 2 / OCTOBER 2020

Ernst & Sohn ist mit den Zeitschriften Civil Engineering Design und Steel Construction Bestandteil dieser Partnerschaft und bietet ab 2019 Veröffentlichungen im Open Access Modell an.

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Chefredakteur: Prof. Dr. Konrad Bergmeister Editorial Board: Prof. Dr. Peter Mark, Prof. Dr. Manfred Curbach, Prof. Dr. Oliver Fischer, Prof. Dr. Jan Akkermann, Dipl.-Ing. Torsten Schoch

Call for Papers Civil Engineering Design

engl. Sprache, 6 Ausgaben pro Jahr interdisziplinärer und materialunabhängiger Ansatz

ISSN 2625-073X

hybride Open-Access Zeitschrift, ausschließlich Online VOLUME 2 / DECEMBER 2020

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AUFSATZ

Peter Mark, Vincent Oettel, Katharina Look, Martin Empelmann

AUFSATZ ARTICLE

DOI: 10.1002/best.202000065

Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton Die Richtlinie „Stahlfaserbeton“ des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton (DAfStb) ergänzt DIN EN 1992-1-1 mit spezifischen Bemessungsregelungen für Stahlfaserbeton. Sie ist seit 2012 bauaufsichtlich eingeführt – besitzt also normativen Charakter – und wurde nun in zwei Punkten wesentlich über­ arbeitet bzw. ergänzt. Zum einen wurden Regelungen für die Torsionsbemessung aufgenommen. Solche fehlten bislang aufgrund mangelnder Erfahrungen. Zum anderen wurden die Vorschriften zur Rissbreitenbeschränkung angepasst. Hier wurde die Nutzung des sogenannten L1-Werts, der das Zugtragverhalten des Stahlfaserbetons bei kleinen Rissbreiten beschreibt, eingeführt. Bislang wurde konservativ mit dem sogenannten L2-Wert gerechnet. Der Beitrag beschreibt die Überarbeitungen und erläutert kurz die Hintergründe dazu.

Reissue DAfStb Guideline Steel Fibre Concrete The guideline “Steel Fibre Reinforced Concrete” of the German Committee for Reinforced Concrete (DAfStb) supplements DIN EN 1992-1-1 with specific design rules for steel fibre reinforced concrete. It was introduced by the building authorities in 2012 – i.e. it has a normative character – and has now been revised in two aspects. First, regulations for torsional design have been included. Such regulations have been missing until now due to lack of experience. Second, the regulations for crack width limitation were adjusted. The so-called L1-value that describes the tensile behaviour of steel fibre concrete at small crack widths is introduced. Up to now, the so-called L2-value was used conservatively. This article describes the revisions and briefly explains their backgrounds.

Stichworte Stahlfaserbeton; Torsion; Rissbreitenbeschränkung; Neuauflage DAfStb-Richtlinie; Bemessung

Keywords steel fibre reinforced concrete; torsion; crack control; reissue DAfStb guideline; structural design

1 Einleitung

Stahlfasern werden in folgenden Bemessungssituationen angesetzt:

Die Richtlinie „Stahlfaserbeton“ des DAfStb [1] behandelt spezifische Regelungen zu Bemessung, Herstellung und Ausführung von Bauteilen aus Stahlfaserbeton oder stahlfaserverstärktem Stahlbeton. Sie ist in drei Teile gegliedert, wobei der erste Teil die Aspekte der Bemessung behandelt. Teile 2 und 3 gelten für die Herstellung und die Ausführung von Stahlfaserbeton. Sie ergänzen DIN EN 206-1, DIN 1045-2 sowie DIN EN 13670 in Verbindung mit DIN 1045-3. Sämtliche Regelungen der Richt­linie (Teile 1 bis 3) sind im DAfStb-Heft 614 [2] erläutert.

Die Richtlinie gilt für mechanisch endverankerte Makrofasern aus Stahl und normalfeste Betone. Sie ergänzt im Bereich der Bemessung DIN EN 1992-1-1/NAD [3, 4] durch die Einführung von Leistungsklassen für Stahl­ faserbeton, die – je nach auftretender Verformung oder Rissöffnung – dem Stahlfaserbeton eine planmäßige Fähig­ keit zur Übertragung von Zugspannungen zu­ weisen. Die Leistungsklassen werden dabei wie bei der Bezeichnung von Druckfestigkeitsklassen durch zwei Werte angegeben. Der erste Wert (L1) beschreibt den charakteristischen Wert der Biegezugfestigkeit bei kleiner Rissbreite (≈ 0,45 mm im Balkentest; entspricht einer Durchbiegung von 0,5 mm) und ist charakteristisch für die Gebrauchstauglichkeit. Der zweite Wert (L2) tritt bei großen Rissbreiten von ca. 3,15 mm (entspricht einer Durch­biegung von 3,5 mm) im Balkentest auf und wird für die Tragfähigkeitsbemessung herangezogen. Zusätzliche rechnerische Tragwirkungen durch

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– Tragfähigkeitsbemessung: Biegung mit und ohne Längskraft, Querkraft mit und ohne Querkraftbewehrung, Durchstanzen ohne Durchstanzbewehrung, Stabwerkmodelle, Teilflächenbelastung – Gebrauchstauglichkeit: Rissbreitenbeschränkung bei Erstrissbildung oder abgeschlossenem Rissbild Grundsätzlich werden Stahlfasern nur in der Tragfähigkeit von Zugstreben angesetzt. Eine günstige Wirkung auf das Drucktragverhalten wird rechnerisch nicht berücksichtigt, vgl. auch [5].

Zwei Überarbeitungen bzw. Ergänzungen wurden im Laufe der letzten zwei Jahre erarbeitet und nun in die Richtlinie aufgenommen. Dies betrifft zum einen die Aufnahme von Verfahren zur Torsionsbemessung. Sie basieren auf der Dissertation von Oettel [6] und sehen Faser­ traganteile bei den zwei Zugstrebentragfähigkeiten in Längs- und Bügelrichtung vor. Zum anderen wurde der L1-Wert als Basis für die Rissbreitenbeschränkung bei kombinationsbewehrten Bauteilen eingeführt. Bislang galt hier die Nutzung des L2-Werts, was sowohl der intuitiven Zuordnung der beiden Werte an sich widerspricht, als auch zu höheren Fasermengen, also in der Tendenz zu unwirtschaftlich hohen Faserzugaben führt. Grund für die bisherige Nutzung des L2-Werts waren Unstimmigkeiten bei der Interpretation von Versuchen zur Rissbreitenbeschränkung [7] bei kombinationsbewehrten Bauteilen

© 2020 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 19

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P. Mark, V. Oettel, K. Look, M. Empelmann: Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton

im Rahmen des Einführungsverfahrens der Richtlinie im Jahre 2010. Zur Lösung wurde damals, aus konservativer und pragmatischer Sicht, der L2-Wert festgelegt. Er liegt bei praxisüblichen Fasern und Fasergehalten [5] in der Regel merklich unterhalb des L1-Werts. Die Unstimmigkeiten in der Versuchsinterpretation wurden nun durch Empelmann et al. [8] in umfassenden Vergleichsunter­ suchungen aufgelöst, sodass der Wechsel auf den L1Wert vollzogen werden konnte.

Beide Neuerungen werden im Beitrag in ihren Grund­ zügen erläutert und verifiziert. Für detaillierte Herleitungen sei auf [5, 6] verwiesen. Die überarbeitete Richtlinie befindet sich zur Zeit der Manuskripterstellung in der Notifizierung. Ihr Weißdruck wird für den Jahreswechsel 2020/2021 erwartet, ihre flächendeckende bauaufsicht­ liche Einführung in 2022. Es sei darauf hingewiesen, dass aktuell auf europäischer Ebene in Hinblick auf die neue Generation der Eurocodes ein eigener Anhang (Annex L, aktueller Draft D4 [9]) zum EN 1992-1-1 (aktueller Draft D4 [10]) erarbeitet wird, der die Bemessung mit Stahl­ faserbeton regeln soll. Er ist in seinem Konzept vergleichbar dem Teil 1 der Stahlfaserbeton-Richtlinie [1].

2 Torsion

f TRd

T f  Rd,sl f = min TRd,sw (2) T  Rd,max

Grundlage sind die Tragwiderstände TRd,sl, TRd,sw und TRd,max aus DIN EN 1992-1-1/NAD [3, 4]. Sie werden bzgl. der zwei Zugstreben durch additive Traganteile der Stahlfasern ergänzt. Die Druckstrebentragfähigkeit TRd,max bleibt unverändert. Unverändert aus DIN EN 1992-1-1/ NAD [3, 4] übernommene Parameter werden mit einem Verweis auf „EC2“ bezeichnet.

Für die Bemessungswerte des aufnehmbaren Torsions­ moments in Längsbewehrungsrichtung (Index l) bzw.

Bügelbewehrungsrichtung (Index w) gilt:

f TRd,sl = TRd,sl + TRd,cfl (3)

f TRd,sw = TRd,sw + TRd,cfw (4)

Der Stahlfasertraganteil in Längsbewehrungsrichtung wird mit

TRd,cfl =

f α cf ⋅ fctR,u f γ ct

⋅ tef,i ⋅ 2 ⋅ Ak ⋅ tan θ (5)

2.1 Allgemeines und in Bügelbewehrungsrichtung mit Die Torsionsbemessung basiert auf dem bekannten räumlichen Fachwerkmodell. Es besteht aus umlaufenden Druck- und Zugstreben. Die beiden Zugstreben der Längs- und Bügelrichtung werden additiv durch die Stahlfasertragwirkung ergänzt [6]. Die kleinste Querschnittsabmessung muss einen Wert von 200 mm oder größer besitzen. Ansonsten verteilen sich übliche Makrofasern nicht ausreichend homogen über den Querschnitt und den angesetzten Ersatzhohlkasten und das Bauteil muss wie ein übliches Stahlbetonbauteil ohne rechnerische Faserwirkungen behandelt werden.

2.2 Nachweisformat Für den Nachweis ausreichender Torsionstragfähigkeit muss der Bemessungswert des aufnehmbaren Torsionsf den Bemessungswert des einwirkenden moments TRd Torsionsmoments TEd übersteigen. Der hochgestellte Index f kennzeichnet generell die Beteiligung von Fasern.

Es gilt:

2.3

f TEd ≤ TRd (1)

Aufnehmbares Torsionsmoment

f entspricht dem Das aufnehmbare Torsionsmoment TRd kleinsten Wert der drei Strebentragfähigkeiten, bestehend aus den zwei Zugstreben in Längs- und Bügelrichtung f f und TRd,sw und der Druckstrebe TRd,max.

TRd,sl

20

TRd,cfw =

f α cf ⋅ fctR,u f γ ct

⋅ tef,i ⋅ 2 ⋅ Ak ⋅ cot θ (6)

ermittelt. Konzeptionell wird also durch die Stahlfasern eine effektive Zugspannung im (Ersatz‑)Hohlkasten der Wanddicke tef,i übertragen. Der Bruch in Gl. (5) und Gl. (6) entspricht einer solchen Zugspannung auf Be­ messungsniveau, also unter Einbezug des Dauerstands und des materiellen Sicherheitselements. Der angesetzte Druckstrebenwinkel θ entspricht mit 45° der Rissneigung bei reiner Torsion. Es gilt tanθ = cotθ = 1 und somit auch TRd,cfl = TRd,cfw. mit: α cf = 0,85 Beiwert zur Berücksichtigung von Langzeitwirkungen f γ ct = 1,25 Teilsicherheitsbeiwert für Stahlfaserbeton tef,i effektive Wanddicke nach EC2 Ak Kernquerschnittsfläche nach EC2 θ = 45° Neigungswinkel der Druckstreben Der Rechenwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit f fctR,u setzt sich zusammen aus dem charakteristischen f Wert der Nachrissbiegezugfestigkeit fcflk,L2 der Leistungsklasse L2, einem Reduktionsfaktor zur Berücksichti­ gung der Faserorientierung bei Torsionsbeanspruchung κ Ff = 0,5, dem Faktor zur Berücksichtigung der Bauteilf größe κ G = 1,0 und dem Umrechnungsfaktor βu = 0,37, der die aus dem Materialeinstufungstest ermittelte Biege-

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zugfestigkeit in eine zentrische Zugfestigkeit transformiert.

Damit ergibt sich:

f f f (7) fctR,u = κ Ff ⋅ κ G ⋅ β u ⋅ fcflk,L2

Wirken äußere Längszugspannungen, darf die Stahlfasertragwirkung nicht berücksichtigt werden (TRd,cfl = TRd,cfw = 0).

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Bei kombinierter Beanspruchung aus Biegung, Querkraft und Torsion darf die Tragwirkung der Stahlfasern nur einmal berücksichtigt werden, also entweder bei der Biegeund Querkraftbemessung oder bei der Torsionsbemessung.

2.4 Mindesttorsionsbewehrung Bei Torsionsbeanspruchungen muss stets eine Mindest­ bewehrung aus Betonstahl in Form von Längsstäben und Bügeln vorgesehen werden, um die Konformität von Querschnitt und Längsrichtung auch bei großen Rissöffnungen zu gewährleisten. Die Stahlfasertragwirkung reduziert den einzulegenden Stahlquerschnitt. Diese Mindestanforderung steht im Gegensatz zur Querkraftbemessung, wo selbst bei Balken die Mindestbügelbewehrung durch Stahlfaserbeteiligung bis auf null reduziert werden darf.

Für die Mindestlängsbewehrung (Index l) bzw. die Mindestbügelbewehrung (Index w) bei Torsion gilt:

f f AT,sl,min = ρ T,min ⋅ tef,i ⋅ uk (8)

f f AT,sw,min = ρ T,min ⋅ tef,i ⋅ sw (9)

mit: Umfang der Kernquerschnittsfläche Ak nach EC2 uk sw Abstand der Bügelbewehrung in Bauteillängsrichtung f Der geometrische Mindestbewehrungsgrad ρ T,min ist wie folgt definiert:

f ρ T,min =

f fctm − fctR,u

fyk

(10)

mit: fctm Mittelwert der zentrischen Betonzugfestigkeit f fctR,u Rechenwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit charakteristischer Wert der Streckgrenze des fyk Beton­stahls

2.5 Verifikation Die Verifikation des Bemessungsmodells basiert auf einem Vergleich von rechnerischen Tragfähigkeiten auf Bruchniveau mit experimentellen Werten. Dazu wurde eine umfassende Datenbasis aus eigenen und aus der Lite­ ratur entnommenen Versuchen aufgebaut und das Modell in seiner Modellunsicherheit umfassend überprüft

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Bild 1 Gegenüberstellung experimenteller und rechnerischer Torsionstragfähigkeiten für Stahlbetonbalken mit (Rechtecke mit schwarzer Füllung) und ohne Stahlfaserzugabe (Rechtecke mit weißer Füllung), nach [6] Comparison of experimental and calculated torsional bearing capacities for reinforced concrete beams with (rectangles with black filling) and without steel fibres (rectangles with white filling), acc. to [6]

[6]. Eingeschlossen in diese Vergleiche sind auch Experimente an reinen Stahlbetonbalken, sodass ein Abgleich zum grundlegenden Bemessungsmodell des DIN EN 1992-1-1/NAD erfolgt. In [6] sind ausführliche Erläuterungen enthalten.

Beispielhaft sei hier der Vergleich zwischen experimen­ tellen Torsionstragfähigkeiten Tu,exp und zugehörigen Rechen­werten TRk in Bild 1 dargestellt. Eingeschlossen sind faserverstärkte Balken (schwarz gefüllte Rechtecksymbole) und reine Stahlbetonbalken (Rechtecke mit weißer Füllung, „Referenz“). Es zeigt sich zum einen, dass die rechnerischen Werte die realen Tragfähigkeiten treffend wiedergeben (Punkte nahe der Diagonale) oder sogar leicht unterschätzen (Punkte oberhalb der Diagonale).

Zum anderen wird deutlich, dass sich der Streuungsbereich von Versuchen mit und ohne Stahlfaserzugabe vergleichbar ausprägt, der neue Bemessungsansatz sich also bzgl. der Abbildungseigenschaften direkt an die Bemessungsgleichungen für den reinen Stahlbeton anschließt.

Die angegebenen statistischen Parameter (Anzahl der Versuche n, Anzahl der Versuche mit γmod < 1 mit n<1,0, Mittelwert x, Standardabweichung σ, Variationskoeffi­ zient ν, 5 %-Fraktil Q0,05) wurden aus dem Modellun­ sicherheitsparameter γmod = Tu,exp/TRk ermittelt.

3 Rissbreitenbeschränkung 3.1 Allgemeines Stahlfasern bieten sich insbesondere im Zusammenspiel mit Betonstahlbewehrung zur gezielten Rissbreitenbeschränkung an, da die Fasern hier ihre volle Wirksamkeit entfalten. Diese Verbindung von Bewehrungsarten wird als Kombinations- oder Hybridbewehrung bezeichnet.

Die günstige Wirkung gilt für die Erstrissbildung genauso wie für das abgeschlossene Rissbild. Die Kombination der Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 21

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Quelle: KIB-KON, Ruhr-Universität Bochum

P. Mark, V. Oettel, K. Look, M. Empelmann: Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton

Bild 2 Eindringversuch für Flüssigkeiten in ein kombinationsbewehrtes Stahlbetonbauteil unter Längszug Penetration test for liquids in a concrete component with hybrid rein­forcement under longitudinal tension

Glasrohr mit Aufsatzstutzen mit einem gewünschten hy­ dro­statischen Druck eingebracht. Die Seitenflanken des Risses sind dabei durch Harze (braun) versiegelt. Die gewünschten Rissöffnungen werden über Nebenschluss­ gestänge verformungsgesteuert aufgebracht und die entstehende Rissbildung – vereinzelt und versetzt im Verlauf – wird an der Oberfläche mit digitaler Risstechnik (DRS, [11]) kontrolliert (Bild 3). Es handelt sich um eine für diesen Anwendungsfall typische Stahlfaserbetonrezeptur mit 30 kg/m3 endverankerten Stahldrahtfasern der Länge 60 mm. Die Druckfestigkeit wurde zu C30/37 bestimmt.

Die Untersuchungen wurden im Vorfeld eines Baus einer 80 cm dicken Dichtschicht, die als Sekundärbarriere für einen Flüssigkeitstank genutzt wird, durchgeführt. Mit­ hilfe der Stahlfasern konnte im Vergleich zur reinen Stahlbetonvariante – bei gleicher auftretender Rissbreite von 0,1 mm (Bild 3) – auf ca. 35 % der Stabstahlbewehrung verzichtet werden.

Quelle: KIB-KON, Ruhr-Universität Bochum

3.2 Nachweisformat

Bild 3 Planmäßiges Einstellen und Kontrollieren der Oberflächenriss­ breiten im Kreiskonus einer digitalen Risskamera Adjustment and control of the surface crack widths in the circular cone of a digital crack camera

beiden Bewehrungsarten liefert ein feineres Rissbild mit deutlich verringerten Einzelrissbreiten durch Vereinzelung und/oder Teilung von Rissen. Andersherum ausgedrückt lassen sich – bei gleicher Rissbreite – große Mengen an rissbreitenbeschränkender Betonstahlbewehrung durch Faserzugaben ersetzen. Als Anhaltswerte sind Reduktionen um ca. 30 % bei der Erstrissbildung und um ca.

50 % bei der abgeschlossenen Rissbildung möglich. Bei massigen Bodenplatten unter Zwang, wie sie z. B. bei flüssigkeitsrückhaltenden Bauwerken auftreten, lassen sich durch Faserzugaben schnell mehrlagige Bewehrungen durch einfachere Bewehrungsformen ersetzen. Der Nachweis der Rissbreite mit reiner Stahlfaserbewehrung ohne Betonstahl darf nur bei äußerlich statisch unbestimmten Systemen, bei denen im rechnerisch gerissenen Teil des Querschnitts die Rissbreite im abgeschlossenen Stadium eingehalten wird, und in Systemen mit einer dauerhaft vorhandenen Druckzone nachgewiesen werden [2].

Bild 2 zeigt das Beispiel eines Eindringtests von hochviskosen Flüssigkeiten in ein kombinationsbewehrtes Bauteil unter Zug. Die Flüssigkeit wird von oben über ein 22

Risse aus Zwangsbeanspruchung werden durch das Einlegen einer Mindestbewehrung begrenzt. Für Risse, die infolge äußerer Lasten auftreten, kann der Nachweis zum einen durch das direkte Berechnen der Rissbreite und das Einhalten von vorgegebenen maximalen Rissbreiten erreicht werden. Zum anderen können der Stabdurch­ messer bzw. -abstand begrenzt werden.

Der günstige Einfluss von Stahlfasern wird durch einen dimensionslosen Faktor αf berücksichtigt.

af =

f fctR,L1

fctm

(11)

mit: f fctR,L1 Rechenwert der Nachrisszugfestigkeit des Stahlfaserbetons in Leistungsklasse L1 fctm Mittelwert der Betonzugfestigkeit

αf beschreibt den Traganteil, der durch Fasern rechnerisch übernommenen Zugspannungen relativ zur mittleren Betonzugfestigkeit. Je nach Beton und Fasermenge sind dies in der Regel zwischen 10 und 50 %. f Der Rechenwert fctR,L1 setzt sich multiplikativ aus dem Fa­­serorientierungsfaktor κ Ff , dem Größenordnungsfakf tor κ G , dem Umrechnungsfaktor βL1 = 0,40 sowie dem charakteristischen Wert der Nachrissbiegezugfestigkeit f fcflk,L1 aus dem Einstufungstest zusammen.

3.3

f f f (12) fctR,L1 = κ Ff ⋅ κ G ⋅ βL1 ⋅ fcflk,L1

Mindestbewehrung für die Begrenzung der Rissbreite

Das Einlegen einer Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite soll

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– die plötzliche und unkontrollierte Rissöffnung bei Erstrissbildung verhindern, – Rissbreiten, die durch Zwang entstehen, vermindern und – die Plastifizierung der Bewehrung unter Gebrauchslasten vermeiden.

len Rissabstands sr,max als auch bei der Differenz der f − ε cm ) mittleren Dehnungen von Beton zu Betonstahl ( ε sm berücksichtigt. Der Faktor (1–αf) wirkt entsprechend doppelt günstig. Für einen oberen Wert für αf von etwa 50 % bedeutet das eine bemerkenswerte Reduktion der Rissbreite auf ein Viertel ihrer Ursprungsgröße.

Für die Mindestbewehrungsmenge gilt:

Act ⋅ 1 − α f (13) σs

(

f As,min = fct,eff ⋅ kc ⋅ k ⋅

)

Sie unterscheidet sich von der bekannten Formel aus [3, 4] nur durch den letzten Faktor (1–αf), der die Faserbeteif ligung erfasst. Die Mindestbetonstahlmenge As,min wird also um diesen Faktor proportional reduziert, was bis zu etwa 50 % ausmachen kann.

Bei der Ermittlung der Betonstahlspannung σs darf die Stahlfasertragwirkung nicht berücksichtigt werden. Dies ist für kombinationsbewehrte Bauteile zwar nicht widerspruchsfrei umsetzbar, ermöglicht aber den Einsatz praxisüblicher Bemessungssoftware.

σs = ≥

1, 5 ⋅ kc ⋅ k ⋅ hcr ⋅ fct,eff

(

∅s ⋅ h − d 6 ⋅ fct,eff ∅s

)

⋅ wk ⋅ Es (14)

⋅ wk ⋅ Es

Bei dickeren Bauteilen darf die Mindestbewehrung unter zentrischem Zwang für die Begrenzung der Rissbreiten je Bauteilseite unter Berücksichtigung einer effektiven Randzone Ac,eff = hc,ef ⋅ b (Wirkungsbereich der Bewehrung) mit hc,ef als effektive Zugzonenhöhe und b als Breite des Querschnitts zu

f As,min = fct,eff ⋅

Act,eff

σs

(

)

f As,min = fct,eff ⋅

3.4

σs =

6 ⋅ fct,eff ∅s

Act ⋅ k − α f (16) fyk

(

)

⋅ wk ⋅ Es (17)

Rechenwert der Rissbreite

Bei der direkten Berechnung der Rissbreite wird die Stahlfasertragwirkung sowohl bei der Ermittlung des maxima

000_BEST_0121_Buch.indb 23

Hierbei ist für die Differenz der mittleren Dehnungen von f − ε cm ) Betonstahl und Beton im Stahlfaserbeton ( ε sm Gl. (19) anzusetzen:

f ε sm − ε cm =

σ s − 0, 4 ⋅ fct,eff /ρp,eff

≥ 0, 6 ⋅

Es

σs ⋅ 1 − αf Es

(

(

)

⋅ 1 − α f (19)

)

Der maximale Rissabstand sr,max ermittelt sich zu:

sr,max =

σ s ⋅ ∅s ∅s ⋅ 1 − αf ≤ ⋅ 1 − α f (20) 3, 6 ⋅ ρp,eff 3, 6 ⋅ fct,eff

(

)

(

)

mit: σs Betonstahlspannung im Riss ohne Berücksichtigung der Stahlfaserwirkung fct,eff wirksame Betonzugfestigkeit zum betrachteten Zeitpunkt ρp,eff effektiver Bewehrungsgrad nach EC2, ρp,eff = As / (hc,ef ⋅ b) As Querschnittsfläche des Betonstahls effektive Zugzonenhöhe (Höhe des Wirkungsbehc,ef reichs der Bewehrung) b Breite des Querschnitts (Breite des Wirkungsbereichs der Bewehrung) Es Elastizitätsmodul des Betonstahls ∅s Durchmesser des Betonstahls

3.5 Verifikation

Die Betonstahlspannung σs in Gl. (15) darf wie folgt angesetzt werden:

)

f wk,calc = sr,max ⋅ ε sm − ε cm (18)

⋅ 1 − α f (15)

berechnet werden. Dies gilt für die Sekundärrissbildung im Randbereich. Aus der über den gesamten (gezogenen) Querschnitt Act verlaufenden primären Rissbildung muss zudem das Fließen des Betonstahls unterbunden werden, f sodass auch der folgende Wert für As,min zu erfüllen ist:

(

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Die Verifikation der Modelle zur Rissbreitenbeschränkung basiert auf einem Vergleich von Experimenten an kombinationsbewehrten Bauteilen mit solchen aus reinem Stahlbeton. Ziel ist, zu zeigen, dass die Vorhersage der Rissbreiten auf Grundlage der hergeleiteten Formelzusammenhänge für reine Stahlbetonbauteile und solche aus Kombinationsbewehrung mit Stahlfasern von vergleichbarer Genauigkeit ist. Dazu wurde in [8, 12, 13] eine umfangreiche Datenbank an Versuchen aufgebaut, validiert und im Anschluss in Bezug auf experimentelle (wexp) und berechnete (wk,cal) Rissbreiten ausgewertet. Bild 4 zeigt beispielhaft solche Gegenüberstellungen mit Experimentaldaten auf der Abszisse und den korrespondierenden Rechenwerten auf der Ordinate. Relationen bei Stahl­ beton sind als graue Punkte, solche bei Kombinationsbewehrung als schwarze Punkte dargestellt. Es ergeben sich vergleichbare Streubereiche, wobei die Rissbreitenvorhersage bei Stahlfaserbeton im Bereich großer Rissbreiten zum Teil konservativ größere Rissbreiten ausweist. Es zeigt Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 23

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Bild 4 Vergleich der experimentellen Rissbreite wexp mit rechnerischer Rissbreite wk,cal auf Maximalwertbasis (a) und auf Mittelwertbasis (b) für Stahlfaser­ beton mit Betonstahlbewehrung (SFB-B) und Stahlbeton (Stb-Ges), nach [8] Comparison of the experimental crack width wexp to the calculated one wk,cal at maximum (a) or at mean value level (b) for steel fibre concrete with bar reinforcement (SFB-B) and reinforced concrete (Stb-Ges), acc. to [8]

sich, dass der Ansatz des L1-Werts als Grundlage der Rissbreitenbeschränkung kombinationsbewehrter Bauteile geeignet ist.

4

Schlussfolgerungen und Ausblick

Die vorgestellten Neuerungen zu Torsionsbemessung bzw.

Weiterentwicklungen zur Verwendung des L1-Werts für die Rissbreitenbeschränkung mit Kombinationsbewehrung eröffnen dem Stahlfaserbeton in der Baupraxis ein immer größer werdendes Einsatzgebiet. Auch auf europäischer Ebene wird mit der Integration eines Anhangs in die kommende Generation des Eurocodes, der die Bemessung mit Stahlfaserbeton regelt, die Verwendung weiter vorangetrieben. Neue Aspekte werden hier z. B. die Einbeziehung hochfester Betone, vorgespannte Bauteile und weit höhere Faserklassen sein. Aktuell laufende Forschungsprojekte beschäftigen sich unter anderem mit

dem Durchstanzen bei Kombinationsbewehrung [14], der Nutzung von Mikrofasern und Fasercocktails [15–17], dem Einsatz von Fasern in ultrahochfesten Betonen [18–19], der Teilflächenpressung und Hybridbewehrung [20–22] oder der Nutzung extrem hoher, sogenannter überkritischer Fasergehalte [23, 24], die z. B. übliche kreuzweise Oberflächenbewehrungen ersetzen können. Entsprechende Umsetzungen der Erkenntnisse in passende Regelungen für die Praxis werden folgen. Ebenso wird im Bereich der ultrahochfesten Betone, bei denen Mikrofasern zur Steigerung der Duktilität eingesetzt werden, zurzeit eine Richtlinie [25] erarbeitet, dessen bauaufsichtliche Einführung in den nächsten Jahren zu erwarten ist. Berechnungs- und Bemessungsprogramme erleichtern schon heute die Dimensionierung mit Stahlfaserbeton [26, 27].

Zukünftig kann schlussfolgernd damit gerechnet werden, dass weitere Regelungen zur Bemessung mit Stahlfaser­ beton ergänzt und modernisiert werden.

Literatur [1] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (2012) DAfStb-Richt­ linie Stahlfaserbeton. Beuth, Berlin.

[2] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (2015) Erläuterungen zur DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton (DAfStb-Heft 614).

Beuth, Berlin.

[3] DIN EN 1992-1-1:2011-01 (2011) Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. Beuth, Berlin.

[4] DIN EN 1992-1-1/NA:2013-41 (2013) Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau – Nationaler Anhang. Beuth, Berlin.

[5] Look, K.; Oettel, V.; Heek, P.; Empelmann, M.; Mark, P. (2021) Bemessen mit Stahlfaserbeton in: Bergmeister, K.; Fingerloos, F.; Wörner, J.-D. [Hrsg.] Beton-Kalender 2021.

1. Auflage. Berlin: Ernst & Sohn.

24

[6] Oettel, V. (2016) Torsionstragverhalten von stahlfaserbewehrten Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbalken [Dissertation]. Technische Universität Braunschweig. Braunschweig: Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB).

[7] Teutsch, M.; Klinkert, H. (2006) Untersuchungsbericht zum Dauerstandsverhalten von Stahlfaserbetonbauteilen, iBMB, Technische Universität Braunschweig.

[8] Empelmann, M.; Oettel, V.; Cramer, J. (2020) Berechnung der Rissbreite von mit Stahlfasern und Betonstahl bewehrten Betonbauteilen in: Beton- und Stahlbetonbau 115, H. 2, S. 136–145. https://doi.org/10.1002/best.201900065 [9] prEN 1992-1-1: Annex L (2020) Draft D4 des Anhang L zu prEN 1992-1-1.

[10] prEN 1992-1-1 (2020) Eurocode 2: Design of concrete structures – Part 1-1: General rules, rules for buildings, bridges and civil engineering structures, Draft D4.

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21.12.20 12:43

[11] Stratmann, R.; Birtel, V.; Mark, P.; Neuß, H.; Niemeier, W.; Riedel, B.; Ziem, E. (2008) Digitale Erfassung und Bewertung von Rissen in: Beton- und Stahlbetonbau 103, H. 4, S. 252–261. https://doi.org/10.1002/best.200800612 [12] Empelmann, M.; Busse, D. (2018) Vergleich von normativen Modellen zur Berechnung der Rissbreite in: Beton- und Stahlbetonbau 113, H. 4, S. 298–306. https://doi.org/10.1002/ best.201700082 [13] Empelmann, M.; Krakowski, W. (2015) Erweitertes Modell zur Berechnung der Rissbreite in: Beton- und Stahlbeton­ bau 110, H. 7, S. 458–467. https://doi.org/10.1002/ best.201400112 [14] Landler, J.; Fischer, O. (2019) Steigerung der Durchstanztragfähigkeit und Duktilität durch die Zugabe moderner Hochleistungsstahlfasern in: Beton- und Stahlbetonbau 114, H. 9, S. 663–673. https://doi.org/10.1002/best.201900025 [15] Putke, T.; Song, F.; Zhan, Y. et al. (2014) Entwicklung von hybriden Stahlfaserbetontübbings: Experimentelle und numerische Analysen von der Material- bis zur Bauwerksebene in: Bauingenieur 89, H. 11, S. 447–456.

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[25] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (2020) Entwurf zur DAfStb-Richtlinie Ultrahochfester Beton (UHFB). Beuth, Berlin.

[26] Empelmann, M.; Lanwer, J.-P. (2019) Innovative Applications of Fibre Reinforced Concrete in: Proceedings of SEMC 2019 in Kapstadt, Südafrika, S. 1385–1390.

[27] Look, K.; Heek, P.; Mark, P. (2019) Stahlfaserbetonbauteile praxisgerecht berechnen, bemessen und optimieren in: Beton- und Stahlbetonbau 114, H. 4, S. 269–306.

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P. Mark, V. Oettel, K. Look, M. Empelmann: Reissue DAfStb Guideline Steel Fibre Concrete

Autoren

Prof. Dr.-Ing. Martin Empelmann m.empelmann@ibmb.tu-bs.de Technische Universität Braunschweig iBMB – Fachgebiet Massivbau Beethovenstraße 52 38106 Braunschweig

Prof. Dr.-Ing. habil. Peter Mark peter.mark@rub.de Ruhr-Universität Bochum Lehrstuhl für Massivbau Universitätsstraße 150 44801 Bochum

Dr.-Ing. Vincent Oettel v.oettel@ibmb.tu-bs.de Technische Universität Braunschweig iBMB – Fachgebiet Massivbau Beethovenstraße 52 38106 Braunschweig

Katharina Look, M. Sc. (Korrespondenzautorin) katharina.look@rub.de Ruhr-Universität Bochum Lehrstuhl für Massivbau Universitätsstraße 150 44801 Bochum

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Zitieren Sie diesen Beitrag Mark, P.; Oettel, V.; Look, K.; Empelmann, M. (2021) Neuauflage DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton. Beton- und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 19–25. https://doi.org/10.1002/best.202000065 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 5. August 2020; angenommen: 14. Oktober 2020.

Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 25

21.12.20 12:43

DOI: 10.1002/best.202000044

AUFSATZ

Alexandra Spilker, Ludwig Stelzner, Frank Weise, Marko Wieland

Analyse der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen aus dem BAB-Netz Die Kenntnis von Materialeigenschaften spielt bei der Entwicklung oder Optimierung von Betonen und Bauweisen für den Straßenbau sowie der Qualitätssicherung eine bedeutende Rolle. Gleichermaßen bilden physikalische Materialkennwerte die Grundlage für die rechnerische Dimensionierung und die Restsubstanzbewertung von Betonfahrbahndecken. Eine relevante Kenngröße bei der Untersuchung thermisch induzierter Spannungs- und Verformungszustände stellt der thermische Ausdehnungskoeffizient dar. Im Zuge der systematischen Weiterentwicklung der rechnerischen Dimensionierung, aber auch im Zusammenhang mit der gezielten Verbesserung der Gebrauchseigenschaften von Betonfahrbahndecken gilt es zu hinterfragen, ob lastunabhängige Formänderungseigenschaften der verwendeten Betone aktuell ausreichend Beachtung finden, ob allgemeine Literaturwerte für die heutigen Fahrbahn­ deckenbetone stets Gültigkeit besitzen und ob deren Implementierung in numerische Modelle zu realitätsnahen Vorher­ sagen führt. Für eine empirische Herangehensweise ist die Verfügbarkeit adäquater Prüfverfahren von entscheidender Bedeutung. In Deutschland existiert aktuell jedoch kein standardisiertes oder genormtes Verfahren für die prüftechnische Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten von Beton. Daher wurden unter Beachtung straßenbauspezifischer Gesichtspunkte zwei Prüfansätze entwickelt, die in diesem Beitrag vorgestellt sowie hinsichtlich möglicher Messunsicher­ heiten und Messungenauigkeiten diskutiert werden. Außerdem werden ausgewählte Ergebnisse aus Analysen an Bestands­ betonen aus dem BAB-Netz dargestellt. Im Ergebnis sollen die Untersuchungen einen Beitrag zur Schaffung der prüftechnischen Voraussetzungen für eine abgesicherte Quantifzierung der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen leisten.

Analysis of the thermal expansion of pavement concrete from the German motorway network Knowledge of material properties plays a key role in the development or optimization of concretes and construction methods for road construction as well as for quality assurance processes. Similarly, physical material properties form the basis for the mathematical dimensioning and residual substance assessment of concrete pavements. The coefficient of thermal expansion of concrete represents a relevant characteristic value in the investigation of thermally induced stress and deformation conditions. In the course of the systematic further development of mathematical dimensioning, but also in conjunction with the targeted improvement of the performance properties of road pavements, it must be questioned whether load-independent deformation properties of the concretes applied, currently ­receive sufficient attention, whether general literature values for today’s pavement concretes are always appropriate and whether their implementation in modern mathematical models leads to valid results. For an empirical approach, the availability of adequate test procedures is of crucial importance. In Germany, however, there is currently no standardized procedure for the determination of the coefficient of thermal expansion of concrete. For this reason, two test approaches have been ­developed with regard to road construction aspects, and are presented in this article and discussed with regard to possible measurement uncertainties and measurement inaccuracies. In addition, selected results from the analyses of existing concretes from the federal autobahn network are presented. As a result, the investigations shall contribute to the creation of the test prerequisites for a verified quantification of the thermal ­expansion of concrete pavements.

Stichworte Betonfahrbahndecken; Materialkennwerte; thermischer Ausdehnungskoeffizient; Prüfverfahren

Keywords concrete pavements; material characteristics; coefficient of thermal expansion; test methods

1 Einleitung

der labortechnischen Bestimmung seit Einführung des Mechanistic Empirical Pavement Design Guide (MEPDG) eine höhere Bedeutung zugeschrieben. Im Rahmen von Sensitivitätsanalysen mittels MEPDG wurde festgestellt, dass αcT einen maßgebenden Materialparameter im Hinblick auf die Leistungsfähigkeit von Betonfahrbahndecken darstellt. So besitzt αcT einen signifikanten Einfluss auf Stufenbildung, Rissbildung und die Ebenheit bei Decken in Plattenbauweise sowie auf das Auftreten von punch outs (spezielle Form von Oberflächenausbrüchen), die Rissbreite und die Ebenheit bei durchgehend bewehrten Fahrbahndecken (z. B. [2‒4]). Im Ergebnis wird z. B. in Kalifornien αcT im Rahmen der Qualitätssicherung während der Bauausführung experimentell bestimmt. In

Der thermische Ausdehnungskoeffizient αcT von Beton besitzt hinsichtlich der Analyse thermisch induzierter Spannungs- und Verformungszustände von Fahrbahnplatten einen hohen Stellenwert. So beeinflusst diese Kenngröße maßgeblich das Längsdehnungsverhalten des Deckensystems sowie das Ausmaß von Plattenkrümmungen und Fugenbewegungen bei den in Deutschland konventionell hergestellten Decken in Plattenbauweise (Bild 1). Bei der rechnerischen Dimensionierung [1] findet in Deutschland nur eine pauschale Berücksichtigung über allgemeine Tabellenwerte statt. Hingegen wird in den USA dem thermischen Ausdehnungsverhalten sowie 26

© 2020 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1

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strukturellen Substanz von Fahrbahndecken Relevanz [6].

Bild 1 Bundesautobahn mit Fahrbahndecke aus Beton German Motorway with concrete pavement

Texas ist ein oberer Grenzwert für αcT der Gesteinskörnung, die beim Bau durchgehend bewehrter Betonfahrbahndecken eingesetzt wird, vorgeschrieben [5].

In diesem Beitrag werden nach der Darlegung ausgewählter Inhalte zum aktuellen Stand in Forschung, Normung und Regelwerk die entwickelten Prüfansätze zur labortechnischen Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten vorgestellt und hinsichtlich möglicher Mess­ unsicherheiten und Messungenauigkeiten diskutiert. Außerdem werden ausgewählte Ergebnisse aus Analysen an Bestandsbetonen aus dem BAB-Netz vorgestellt. Im Ergebnis sollen die Untersuchungen einen Beitrag zur Schaffung der prüftechnischen Voraussetzungen für eine abgesicherte Quantifizierung der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen leisten.

2 Im Zusammenhang mit der Weiterentwicklung nationaler Dimensionierungsverfahren, z. B. durch Nutzung numerischer Simulationen mittels FEM, kommt der Verbesserung der Qualität von Eingangsdaten eine hohe Bedeutung für die Erzielung realitätsnaher Vorhersagen zu.

Hierzu gehören unter anderem gute Parameterschätzungen der realen, im Netz vorhandenen Materialeigenschaften sowie Prognosen über deren zeitliche Entwicklung während der Nutzungsdauer. In diesem Kontext gilt es zu hinterfragen, ob die aktuellen Ansätze zur Berücksichtigung der thermischen Beanspruchung von Fahrbahnplatten hinreichend für eine abgesicherte Einschätzung der Nutzungsdauer sind und ob allgemeine Literaturwerte für die heutigen Fahrbahndeckenbetone stets Gültigkeit besitzen. Des Weiteren ist insbesondere bei einer nutzer­ orientierten Betrachtung des Straßenoberbaus die Dimensionierung nicht ausschließlich auf eine Bemessung der Decken­dicke auszurichten. Eine übergeordnete Rolle spielt hier die dauerhafte Sicherstellung der Funktionseigenschaften der Fahrbahnoberfläche, z. B. Ebenheit und akustische Eigenschaften, die auch durch lastunabhängige Formänderungseigenschaften, wie thermisch und hy­ grisch induzierte Verformungen, beeinflusst werden können.

Für eine empirische Herangehensweise ist die Verfüg­ barkeit adäquater Prüfverfahren von entscheidender Bedeutung. In Deutschland existiert aktuell jedoch kein standardisiertes oder genormtes Verfahren für die prüftechnische Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten von Beton. Daher wurden zunächst unter Beachtung straßenbauspezifischer Gesichtspunkte zwei Prüfansätze entwickelt, die unter anderem die bauspezifischen Randbedingungen deutscher Fahrbahndecken für Bundesautobahnen (BAB) berücksichtigen. Ein wesentlicher Aspekt hierbei war die Möglichkeit der Prüfung von Probekörpern aus Bestandsdecken, um eine Untersuchung in den verschiedenen Teilprozessen der Wertschöpfungskette sowie während der Nutzungsdauer zu ermöglichen. Dies besitzt insbesondere auch für die Anwendung bei der Kennwertermittlung im Rahmen einer mechanisch und statistisch abgesicherten Bewertung der

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Status quo

2.1 Definitionen Der thermische Ausdehnungskoeffizient von Beton αcT (auch Wärme- oder Temperaturdehnzahl) stellt einen Materialkennwert zur Beschreibung des Ausdehnungsverhaltens bei Temperaturbeanspruchung dar und gibt die auftretende Längen- bzw. Volumenänderung eines Stoffes je Temperatureinheit an. Es wird zwischen dem linearen αcT (Längenausdehnungszahl) und dem kubischen αcT (Raumausdehnungszahl) unterschieden. In der Regel ist die Wärmeausdehnung mineralischer Baustoffe temperaturabhängig und steigt meist mit der Temperatur an. Aus diesem Grund werden mittlere Dehnzahlen für einen definierten Temperaturbereich angegeben. Die Wärmedehnung von Beton ergibt sich aus der Summe der wahren und der scheinbaren Wärmedehnung [7].

Nach Dettling [7] führen die unterschiedlichen αcT der Betonbestandteile Gesteinskörnung und Zementstein zu einer unterschiedlichen thermischen Ausdehnung der einzelnen Gemengeteile infolge kinetischer Molekularbewegung. Aufgrund des Verbunds zwischen Gesteinskörnern und Zementstein kommt es zu inneren Gefügespannungen, die zu Druckspannungen in den Elementen mit dem größeren Dehnungsbestreben (in der Regel Zementstein) und zu Zugspannungen in den Elementen mit dem geringeren Dehnungsbestreben (in der Regel Gesteine) führen. Die Überlagerung der thermischen Dehnung mit den mechanischen Dehnungen aus Gefügespannungen wird als wahre Wärmedehnung bezeichnet. In Stoffen, die aufgrund ihres inneren Gefüges und ihrer stofflichen Zusammensetzung Wasser physikalisch anlagern können, wirken adsorptive und kapillare Kräfte. Diese hängen von der Porenstruktur und dem Feuchtigkeitsgehalt ab und ändern sich mit der Temperatur. Die hierdurch hervorgerufene Raumänderung quellfähiger Bestandteile des Zementgels und die Dehnung bzw. Stauchung des Stoffgerüsts führen zu einer der wahren Wärmedehnung gleichgerichteten Dehnung des Betons, der sogenannten scheinbaren Wärmedehnung. Diese tritt nur in teilgesättigten Porensystemen auf, ohne dass sich der Gesamt­ Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 27

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wassergehalt des Betons ändert. Bei wassergesättigten oder extrem getrockneten Porensystemen entspricht die eintretende thermische Dehnung der wahren Wärmedehnung (z. B. [7]).

2.2

Einflüsse auf die thermische Dehnung von Beton

Die thermische Dehnung von Beton ist von einer Vielzahl an Einflussfaktoren abhängig, deren Kenntnis für die Entwicklung eines Prüfverfahrens zur Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten sowie die Interpretation von Messergebnissen von Bedeutung ist. Grundsätzlich sind die Einflüsse vielfältig und lassen sich in material- und versuchsbedingte Einflüsse klassifizieren.

Eine Zusammenstellung der für diese Untersuchungen relevanten Einflüsse ist in [8] enthalten. Als Haupteinflüsse haben sich die Gesteinsart der verwendeten groben Gesteinskörnung sowie der Feuchtegehalt der Probekörper herausgestellt.

2.3

Prüfverfahren und normative Regelungen

Die Bestimmung von αcT kann zum einen rechnerisch bei Kenntnis der Wärmedehnung der einzelnen Betonbestandteile, der Betonrezeptur sowie des Feuchtezustands und des Alters des Betons abgeschätzt werden [7]. Sind nicht alle Eingangsdaten für die Berechnung bekannt oder ist eine hohe Genauigkeit des Kennwerts gefordert, ist im Einzelfall eine Ermittlung auf experimentellem Wege vorzunehmen. Grundsätzlich werden national und international verschiedene Prüfverfahren zur Bestimmung der thermischen Längenänderung mineralischer Baustoffe verwendet, die sich in einer Vielzahl an Parametern unterscheiden. In der Regel werden Messungen diskontinuierlich auf mechanischem (z. B. Messuhr) oder kontinuierlich auf elektrischem Wege (z. B. induktive Wegaufnehmer) vorgenommen. Die Temperierung der Probekörper erfolgt über eine Flüssigkeit oder Luft. Ferner variieren die Probekörper hinsichtlich geometrischer Form und Abmessung, Rezeptur, Alter, Feuchtegehalt und dem Vorhandensein einer Feuchtigkeitsisolierung.

Unterschiede angewendeter Prüfverfahren sind unter anderem ebenfalls bezüglich des untersuchten Temperaturbereichs, der Dauer der Temperierung der Proben, der Anzahl aufgebrachter Temperaturzyklen sowie der gewählten Aufheiz- und Abkühlraten zu verzeichnen (z. B. [7, 9, 10, 11]). Prinzipiell ist festzuhalten, dass derzeit in Deutschland kein standardisiertes Verfahren zur Bestimmung von αcT existiert und vereinzelt in Forschung und Praxis verschiedene Verfahren Anwendung finden, die sich in der Regel an bestehende Normen zur Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten anderer Konstruktionswerkstoffe anlehnen. In den USA wurde die AASHTO T 336-15 [12] 2009 als Standardverfahren für die Ermittlung von αcT an unbeschichteten Betonzylindern und Bohrkernen aus Fahrbahndecken eingeführt. Hierbei werden die Proben in gesättigtem Zustand im Wasserbad in einem Temperaturbereich zwi28

schen 10 °C und 50 °C untersucht. Eine Vorkonditionierung in Kalkwasser erfolgt so lange, bis die Massezunahme der Probekörper innerhalb von 24 Stunden kleiner 0,5 M.- % beträgt. Während der Prüfung wird die Längen­ änderung über die Deckenhöhe kontinuierlich mit einem induktivem Wegaufnehmer (LVDT) bestimmt. Die Masse der Proben wird im Anschluss nicht erneut ermittelt, sodass eine Überlagerung von thermischen und hy­grischen Dehnungen nicht sicher ausgeschlossen werden kann.

Insbesondere aufgrund der in Deutschland häufig angewendeten zweischichtigen Bauweise ist ein derartiges Verfahren als ungeeignet für die nationale Anwendung einzustufen.

3

Labortechnische Untersuchungen

3.1 Probekörperherstellung Im Betonstraßenbau ist insbesondere das Spannungsund Verformungsverhalten der Fahrbahndecke in Längsrichtung von Bedeutung. Da nicht bekannt ist, ob sich αcT des Fahrbahndeckenbetons beispielsweise material- und/ oder herstellungsbedingt isotrop verhält, ist die Bestimmung von αcT an Probekörpern vorzunehmen, deren Längsachse in Fahrtrichtung verläuft. Hierzu werden je drei Betonprismen entsprechend Bild 2 aus einer oberen und unteren Bohrkernscheibe hergestellt. Dieses Vorgehen sichert zudem die notwendige getrennte Ansprache von Ober- und Unterbeton bei zweischichtigen Decken.

Die Schichtdicke des Oberbetons beträgt in der Regel 5 cm. Aufgrund möglichst minimaler Eingriffe in den Bestand sowie Einschränkungen durch vorhandene Technologien zur Bohrkernentnahme ist die Geometrie der Bohrkerne und folglich auch der Prismen begrenzt. So ergeben sich bei Bohrkernen mit einem Durchmesser von 340 mm Probekörper für die Laborprüfungen mit den Abmessungen 225 × 50 × 50 mm3.

Wie bereits erwähnt, wird αcT unter anderem von der Betonfeuchte beeinflusst. Um die Wiederholbarkeit der Prüf­ ergebisse zu ermöglichen bzw. prüftechnisch realisierbare Zustände einstellen zu können, ist es erforderlich, bei der Bestimmung der thermischen Längenänderung Ex­ trem- oder Ausgleichszustände zu betrachten.

Aufgrund der maximalen Dehnung bei lufttrockenen Proben wurden die Prismen im Normklima bei (20 ± 2) °C und (65 ± 5) % relativer Luftfeuchte bis zur Massekonstanz gelagert. Hierfür wurde als erhöhtes Kriterium zur Feststellung der Massekonstanz eine Massenänderung von ≤ 0,05 M.- % in zwei aufeinanderfolgenden Messungen im Abstand von 24 h herangezogen. Im Anschluss wurden die für die beiden Prüfansätze unterschiedlichen Messmarkenpaare appliziert und eine allseitige Beschichtung mit Epoxidharz aufgebracht, um eine Feuchtigkeitsaufnahme während der Prüfung zu vermeiden. Aufgrund der geringen Steifigkeit des Epoxidharzes im Vergleich zu der Steifigkeit des Betons wird davon ausgegangen, dass dies keine Auswirkungen auf das Verformungsverhalten des Probekörpers hat.

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n

α cT = mit: αcT

εTi DTi n

∑ i=1 n

ε Ti ∆Ti

(1)

mittlerer linearer Wärmeausdehnungskoeffzient [1/K] lineare thermische Dehnung bei der Temperaturstufe i [µm/mm] bzw. [‰] gemessene Temperaturdifferenz bei der Temperaturstufe i [K] Anzahl der Temperaturstufen [–]

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Um den Einfluss hygrischer Dehnung auf die ermittelte Längenänderung auszuschließen, wird die Masse der Probekörper vor und nach der Prüfung kontrolliert.

3.3

Bild 2 Exemplarische Darstellungen: a) Bohrkern aus zweischichtiger ­Betonfahrbahndecke; b) Skizze zur Präparation von Prismen aus Bohrkernen; präpariertes Prisma aus c) einem Oberbeton (Waschbetonrezeptur) und d) einem Unterbeton Exemplary representations: a) drilled core taken from two-layer ­concrete pavement; b) diagram on the preparation of prisms from drilled cores; prepard prism from c) top layer (exposed aggregate concrete) and d) bottom layer

3.2

Prüfansatz 1: Diskontinuierliche Messung

Der Prüfansatz 1 (PA1) zur Bestimmung der temperaturabhängigen Längenänderung der Betonprobekörper wird in Anlehnung an die Vorgehensweise gemäß [10], Verfahren 2: Alternativverfahren, durchgeführt. Hierbei werden die Probekörper stufenweise in definierten Temperaturinkrementen im Temperaturbereich 0 bis 40 °C erwärmt und abgekühlt. Nach jedem Temperaturschritt von 10 K wird die Längenänderung der Messstrecke diskontinuierlich auf mechanischem Weg mittels Messuhr (Auf­lösung 0,001 mm) bestimmt. Die Temperierung der Probekörper auf die Zieltemperaturen findet aufgrund der schnelleren Wärmeübertragung im Vergleich zu Luft in einer Wärmeträgerflüssigkeit statt. Bei den nachfolgend dargestellten Versuchen wurde hierfür Mineralöl verwendet. Der mittlere lineare Wärmeausdehnungskoeffizient lässt sich entweder mittels linearer Regression oder über Mittelwertbildung der für jede Temperaturstufe ermittelten Ausdehnungskoeffizienten gemäß Gl. (1) errechnen.

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Prüfansatz 2: Kontinuierliche Messung

Die Bestimmung von αcT mittels kontinuierlicher Messungen nach Prüfansatz 2 (PA2) erfolgt in Anlehnung an [12]. Zur Sicherstellung der Vergleichbarkeit der Ergebnisse mit den Ergebnissen des zuvor beschriebenen diskontinuierlichen Messverfahrens erfolgt die Prüfung ebenfalls im Temperaturbereich von 0 bis 40 °C, jedoch mit Temperaturschritten von 5 K. Zwischen jedem Temperaturschritt wird die Solltemperatur jeweils für 4 h gehalten, bevor der nächste Temperaturschritt angefahren wird. Im gesamten Versuchszeitraum werden die Dehnungen der Betonprüfkörper mit induktiven Wegaufnehmern (LVDT) mit einer Messrate von 1 Hz aufgezeichnet.

Die induktiven Wegaufnehmer besitzen einen Mess­ bereich von ± 2,5 mm und einen Temperaturfehler von ± 0,1 %/10 K, bezogen auf den Messbereich. Je Messplatz ist dabei ein LVDT zusammen mit dem Betonprüfkörper in einem Prüfrahmen aus Edelstahl (V2A) montiert. Über mittig auf den Stirnflächen aufgeklebte Messzapfen ist der Prüfkörper mit dem Messaufnehmer bzw. dem Prüfrahmen verbunden. Der gesamte Messaufbau besteht aus sechs Messplätzen und wird in einen Klimaschrank eingebaut. Die Kühlung und Erwärmung des gesamten Messaufbaus erfolgt über die Luft im Klimaschrank. Der Messaufbau im eingebauten Zustand ist in Bild 3 dargestellt. Im linken Teilbild a) ist der gesamte Messaufbau im eingebauten Zustand im Klimaschrank zu sehen. Neben den sechs induktiven Wegaufnehmern wurden im Klimaschrank auch zwei Thermoelemente vom Typ K (NickelChrom/Nickel) an zwei Messstellen angeordnet. Die Teilbilder b) und c) in Bild 3 geben einen Überblick über den Prüfkörpereinbau im Messrahmen.

Aufgrund der Klimatisierung des gesamten Prüfaufbaus und der damit verbundenen thermischen Dehnung des Prüfrahmens und des Wegsensors ist es nicht möglich, die thermische Dehnung des Betons direkt aus den Mess­ werten der induktiven Wegaufnehmer zu bestimmen. Die Gl. (2) zeigt, wie sich die einzelnen Längenänderungen zur Gesamtlängenänderung zusammensetzen. Die thermische Ausdehnung des Prüfrahmens ist dabei gleich der Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 29

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Prüfrahmens und des induktiven Wegaufnehmers bestimmt. Als Referenzmaterialien wurden eine Invarlegierung mit geringer thermischer Ausdehnung und ein Edelstahl V2A (1.4301) verwendet. Für beide Referenzmaterialien wurde mittels Dilatometer der temperaturabhängige thermische Ausdehnungskoeffizient bestimmt. Aus den in den Referenzmessungen ermittelten Messwertdifferenzen und den ermittelten thermischen Dehnungen der Referenzmaterialien wird nun die temperaturabhängige Längenänderung des Prüfrahmens und des induktiven Wegaufnehmers nach Gl. (3) berechnet.

( ∆s ( T ) − ∆s

Bild 3 Messaufbau des Prüfansatzes 2 Installed test set-up of test approach 2

R

Summe aus der thermischen Ausdehnung des Betons, der thermischen Ausdehnung der aufgeklebten Messzapfen, der thermischen Ausdehnung bzw. dem systematischen Messfehler des induktiven Wegaufnehmers und dem ermittelten Messwertunterschied. Die jeweiligen Längenveränderungen werden dabei immer auf ein Temperaturintervall von 5 K im Temperaturbereich von 0 bis 40 °C bezogen.

( )

( )

( )

( )

∆sR T = ∆sB T + ∆sM T + ∆sLVDT T + ∆sMes mit: DsR(T)

DsB(T)

DsM(T)

(2)

thermische Längenänderung des Prüfrahmens [mm] thermische Längenänderung des Betons [mm]

( ∆s

B

(T ) = α T (T ) ⋅ lB ⋅ ∆T B

)

thermische Längenänderung der Messzapfen [mm]

( ∆s

M

(T ) = lM ⋅ α T (T ) ⋅ ∆T ) M

DsLVDT(T) thermische Gesamtlängenänderung bzw. systematischer Messfehler des induktiven Wegaufnehmers [mm] DsMes ermittelter Messwertunterschied innerhalb einer Temperaturstufe [mm] Mithilfe von Referenzmessungen an Kalibriermaterialien wird im ersten Schritt die thermische Ausdehnung des

mit: DsRef(T)

LVDT

(T )) = ∆sRef (T ) + ∆sRef.-Mes

(3)

thermische Gesamtlängenänderung des Referenzmaterials [mm]

( ∆s

Ref

(T ) = lM ⋅ α T (T ) ⋅ ∆T ) M

DsRef.-Mes ermittelter Messwertunterschied innerhalb einer Temperaturstufe während Referenzmessung [mm] Darauf aufbauend erfolgt die eigentliche Messung, bei der die Betonprismen anstatt der Referenzmaterialien in die Prüfrahmen eingebaut werden. Mithilfe der Gl. (4) kann die thermische Längenänderung der Betonprüfkörper unter Verwendung der bestimmten Wegmesswerte berechnet werden. Abschließend lässt sich der thermische Ausdehnungskoeffizient des Betons ermitteln.

( ) (

( )

( )) − ∆sM (T ) − ∆sMes

∆sB T = ∆sR T − ∆sLVDT T

(4)

Bild 4a) zeigt exemplarisch die Messwertdarstellung für einen induktiven Wegaufnehmer und ein Thermoelement. Die Bestimmung des jeweiligen, zur Temperaturstufe gehörenden Messwerts erfolgt durch Mittelung über einen Zeitraum von 2000 s am Ende jedes Temperatur­ intervalls. Exemplarisch für die Temperaturstufe 20 °C ist in Bild 4b) der Bereich der Messwertmittelung farbig hinterlegt. Mithilfe der Messwertmittelung werden Messwertänderungen, die auf die Temperaturregelung des Klimaschranks zurückgehen, eliminiert. Jeder Messdurchlauf wurde jeweils mit V2A und Invar als Referenzmaterial

Bild 4 a) Exemplarischer Messwertverlauf (Wegmesswert und Lufttemperatur im Klimaschrank) während eines Messdurchlaufs; b) Detailansicht einer ­Temperaturstufe mit gekennzeichnetem Bereich zur Messwertmittelung (farbig hinterlegt) a) Exemplary measured value progress (displacement value and air temperature in climatic exposure test cabinet) during a measuring run; b) detailed view of a temperature level with marked area for measured value averaging (coloured background)

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ausgewertet. Aus diesem Grund sind sämtliche Ergebnisse des Prüfansatzes 2 mit dem jeweils verwendeten Referenzmaterial farbcodiert gekennzeichnet (Bilder 5 und 6).

Eine Überprüfung der Massekonstanz der Probekörper erfolgt auch bei PA2.

3.4

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Vergleichsuntersuchungen an Metallprobekörpern

Für eine erste Bewertung der beiden Prüfansätze PA1 und PA2 erfolgten zunächst Messungen an einem homogenen Werkstoff mit bekanntem thermischem Ausdehnungskoeffizienten. Aufgrund einer ähnlichen thermischen Ausdehnung wie Beton wurden hierfür Edelstahlproben (V2A) mit den zuvor beschriebenen Abmessungen verwendet. Mit beiden Prüfansätzen wurde eine Dreifachbestimmung an drei Proben vorgenommen. Ergänzend wurden an Probekörpern aus dem gleichen Material Untersuchungen mit einem horizontalen Schubstangendilatometer durchgeführt, das aufgrund der begrenzten Probekörperdimensionen standardmäßig zur Untersuchung homogener Werkstoffe eingesetzt wird. Das enthaltene opto-elektronische Wegmesssystem zeichnet sich insbesondere durch eine sehr hohe Auflösung (0,1 nm) über einen relativ großen Messbereich von ± 25 mm aus. Für die Messungen mittels Dilatometer (DIL) wurde eine zylindrische Probe mit einem Durchmesser von 6 mm und einer Länge von 25 mm hergestellt, an der ebenfalls eine Dreifachbestimmung vorgenommen wurde. Die Auswertung der Messergebnisse wurde jeweils mittels linearer Regression über den gesamten Temperaturbereich sowie durch Mittelwertbildung der für die einzelnen Temperaturstufen abschnittsweise ermittelten Ausdehnungskoeffizienten vorgenommen. In Bild 5 sind die Ergebnisse ­zusammenfassend dargestellt. Die an den Balken angetragenen Fehlerindikatoren bilden dabei die Standardabweichung der Messergebnisse je Prüfansatz ab (n = 9, DIL: n = 3). Bei der Auswertung der Ergebnisse mittels PA1 (Mittelwertbildung) erfolgte eine Bereinigung der Ausreißer (Grubbs-Test).

Die Vergleichsuntersuchungen an Edelstahlprobekörpern mit beiden Prüfansätzen sowie mittels Dilatometer ergaben mittlere αT im Bereich von 15,3 bis 16,4 × 10–6/K. Diese Werte liegen tendenziell geringfügig unter dem im Werkstoffdatenblatt angegebenen Wert von 16,0 × 10–6/K (für einen Temperaturbereich zwischen 20 und 100 °C) und erscheinen hinsichtlich der Größenordnung plausibel.

Es ist festzustellen, dass die mit PA1, PA2 (Kalibrierung V2A) und dem Dilatometer ermittelten Ausdehnungskoeffizienten eine sehr gute Übereinstimmung aufweisen.

Bei den Untersuchungen mittels PA2 ist weiterhin zu erkennen, dass der Absolutwert der thermischen Dehnung von dem für die Dilatometermessungen verwendeten Kalibriermaterial beeinflusst wird. So fällt der αT bei Verwendung von Invar im Mittel um 0,86 × 10–6/K höher aus als jener, für dessen Bestimmung V2A zugrunde liegt. Die mit PA1 gewonnenen Ergebnisse weisen die größte Stan

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Bild 5 Ergebnisse aus Untersuchungen an Edelstahl (V2A) mit den ­Prüfansätzen 1 und 2 sowie mittels Dilatometer (DIL) Results from testing stainless steel (V2A) using test approaches 1 and 2 and with a dilatometer (DIL)

dardabweichung auf. Dies ist, aufgrund der Homogenität des untersuchten Werkstoffs und der gleichzeitig mittels PA2 ermittelten geringen Standardabweichungen auf das Messverfahren des PA1 zurückzuführen. Die sich bei den Dilatometermessungen ergebende Streubreite ist marginal. Abschließend ist zu erkennen, dass der berechnete αT unabhängig vom verwendeten Auswerteverfahren (lineare Regression, Mittelwertbildung) ist.

Auf Basis der zuvor genannten Erkenntnisse sowie vor dem Hintergrund, dass die thermische Dehnung von V2A näher im Bereich jener von Beton liegt, wurde für die weiterführende Darstellung der mittels PA2 gewonnenen Ergebnisse Invar als Kalibriermaterial verworfen und ausschließlich V2A verwendet. Um bei Verwendung des PA1 eine Ausreißeranalyse vornehmen zu können (GrubbsTest), erfolgte die weitere Auswertung anhand einer Mittelwertbildung der für die einzelnen Temperaturstufen abschnittsweise ermittelten Ausdehnungskoeffizienten.

3.5

Untersuchungen an Bestandsbetonen

Aufbauend auf den Untersuchungen an Edelstahlproben wurden Analysen an Bestandsbetonen aus dem Bundesautobahnnetz (BAB-Netz) vorgenommen. Exemplarisch werden nachfolgend ausgewählte repräsentative Ergebnisse dargestellt. Die Proben stammen aus drei Bohrkernen unterschiedlicher Streckenabschnitte, bei denen jedoch die gleiche Rezeptur und analoge Ausgangsstoffe für den Oberbeton (Waschbeton, D = 8 mm) und den Unterbeton (D = 32 mm) zur Anwendung kamen. Zur Bewertung der linearen thermischen Längenausdehnung je Schicht wurden jeweils drei Proben mittels PA1 und PA2 in einer Doppelbestimmung untersucht. In Bild 6 sind die berechneten Mittelwerte aus den sechs Messungen der Proben je Schicht unter Angabe der Standardabweichungen gegenübergestellt.

Für die Oberbetone ergibt sich eine gute Übereinstimmung der thermischen Ausdehnungskoeffizienten, die durchschnittlich um 0,36 × 10–6/K voneinander abweiBeton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 31

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hen. Der höhere Zementgehalt bei Waschbetonen führt zu einer geringfügig höheren thermischen Dehnung, sodass die ermittelten Werte hinsichtlich ihrer Größenordnung schlüssig im Vergleich mit den Literaturwerten sind.

Die αcT für den Unterbeton liegen im Bereich 9,4 bis 10,7 × 10–6/K. Da in der Literatur nur Quarzkiese hinsichtlich ihrer thermischen Dehnung behandelt werden und sich der im Unterbeton verwendete Kies, bezogen auf die enthaltenen Gesteinsarten, sehr heterogen darstellt, ist hier ein Abgleich der Ergebnisse nicht möglich.

chen. Größere Differenzen von im Mittel 0,67 × 10–6/K ergeben sich bei den Unterbetonen. Die mittels PA1 ermittelten Ergebnisse zeigen, dass es bei Untersuchung des Unterbetons zu deutlich größeren Streuungen als beim Oberbeton kommt.

Neben der Ergebnisauswertung über Mittelwertbildung und lineare Regressionsanalyse im gesamten Temperaturbereich von 0 bis 40 °C kann beim Prüfansatz 2 der thermische Ausdehnungskoeffizient ebenfalls für jede 5 KTemperaturstufe ermittelt werden. Exemplarische Ergebnisse für einen Prüfdurchlauf eines Betonprismas aus Bohrkern 1 sind in Bild 7 dargestellt. Dabei zeigt sich in Bild 7a), dass der Dehnungsverlauf des Betonkörpers systematisch von der Regressionsgeraden abweicht. Dies deutet auf eine Temperaturabhängigkeit des thermischen Ausdehnungskoeffizienten hin. Zur besseren Darstellung ist in Bild 7b) der für jede Temperaturstufe ermittelte αcT über die Temperatur aufgetragen. Es zeigt sich, dass αcT eine Temperaturabhängigkeit aufweist, wobei αcT bei 35 bis 40 °C um circa 20 % über αcT bei 0 bis 5 °C liegt.

Das bedeutet, dass die Mittelwertbildung und die lineare Regressionsanalyse im Temperaturbereich zwischen 0 und 20 °C αcT überschätzen und im höheren Temperaturbereich unterschätzen. Die Zunahme von αcT im gesamten Temperaturbereich scheint linear zu sein. Trotz der Kenntnis, dass die thermische Dehnung mineralischer Werkstoffe temperaturabhängig ist, wurde diese in dem hier betrachteten Temperaturbereich nicht in dieser Größenordnung erwartet.

Insgesamt ergeben sich für den Oberbeton αcT im Bereich von 9,6 bis 10,6 × 10–6/K. Diese liegen im oberen Bereich der in der Literatur angegebenen Spannbreite von ca. 8,8 bis 10,4 × 10–6/K für die im Oberbeton verwendete Gesteinsart Granit [13]. Hierbei ist anzumerken, dass sich die Werte auf einen Zementgehalt von 350 kg/m3 bezie-

Es ist anzumerken, dass die temperaturabhängige Auswertung des ermittelten αcT stark von der Güte der Dilatometermessungen an den verwendeten Kalibriermaterialien (hier V2A) abhängt. Die Validierung der gewonnenen Ergebnisse zur Temperaturabhängigkeit αcT ist Gegenstand derzeit laufender Untersuchungen.

Bild 6 αcT der Ober- und Unterbetone von drei Bohrkernen aus dem ­BAB-Netz Coefficient of thermal expansion (αcT) of the top-layer and bottomlayer concretes of three cores from the federal motorway network

Bild 7 a) Exemplarischer Dehnungsverlauf eines Prüfkörpers aus dem Unterbeton des Bohrkerns 1 mit Regressionsgerade; b) Temperaturabhängigkeit von αcT, aufgetragen über Einzeltemperaturstufen im Temperaturbereich 0 bis 40 °C (Kalibriermaterial: V2A) a) Exemplary expansion curve of a specimen from the bottom-layer concrete of core 1 with regression line; b) temperature dependence of the αcT applied across single temperature levels in the temperature range 0–40 °C (calibration material: V2A) 32

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4

Diskussion der Prüfansätze

Im Hinblick auf die sich ergebenden Unterschiede in den Messergebnissen werden die beiden Prüfansätze nachfolgend hinsichtlich ihrer Vor- und Nachteile sowie möglicher Messunsicherheiten und Messungenauigkeiten diskutiert. Der Prüfansatz 1 mittels diskontinuierlichem mechanischem Messverfahren ist einfach anzuwenden und hinsichtlich Messequipment und Messaufbau mit geringem Aufwand umsetzbar. Zudem ist eine relativ schnelle Datenaufbereitung und -auswertung möglich. Die begrenzte Genauigkeit des mechanischen Messverfahrens führt jedoch zu Streuungen in den Ergebnissen. Diese können ebenso aufgrund von Messunsicherheiten in Form von zufälligen und subjektiven Fehlern, beispielsweise bedingt durch die händische Messwertaufnahme (Ablesen der Messskala, Ankopplung an Messmarken bei jedem Messvorgang, Datenaufbereitung etc.) entstehen.

Nachteilig anzuführen ist, dass die Messwerterfassung nur bei diskreten Temperaturwerten erfolgen kann. Darüber hinaus ist anzumerken, dass die Messmarken exzen­ trisch auf der Oberseite der Prismen angeordnet werden.

Nach aktuellem Wissensstand wirkt sich der Fehler, der aus einer Krümmung der Probe infolge eines Temperaturgradienten entstehen kann, nur marginal auf den sich ergebenden Ausdehnungskoeffizienten aus.

Der Prüfansatz 2 mittels kontinuierlichem elektrischem Messverfahren zeichnet sich insbesondere durch eine hohe Wiederholgenauigkeit und eine kleine Streuung der Messwerte aus. Durch die Anordnung der Messzapfen in der Längsachse der Proben wird eine zentrische Messung der Probekörperdehnung ermöglicht. Der erhöhte Aufwand zur Bestimmung der Ausdehnung des Prüfrahmens, der angebrachten Messzapfen und weiterer Einflussfaktoren wie dem Temperaturgang der induktiven Wegaufnehmer zeigt sich bei PA2 gegenüber PA1 nachteilig. Die gesteigerten Anforderungen an das Messequipment, den Messaufbau sowie die Datenauswertung bei Anwendung des PA2 stehen einem schnellen Messdurchlauf von 72 h sowie einem geringen personaltechnischen Aufwand während der Messung aufgrund des hohen Automatisierungsgrads gegenüber. Vorteilhaft ist ebenfalls die Möglichkeit einer Bewertung der Linearität der temperaturabhängigen Dehnungen durch die kontinuierliche Messwert­ erfassung. Messungenauigkeiten könnten sich bei dem PA2 durch die notwendige Kalibrierung zur Berücksichtigung des Einflusses aus der Dehnung des Messrahmens ergeben. Es wurde gezeigt, dass die Ergebnisse für αcT abhängig von dem verwendeten Kalibriermaterial sind.

Die Güte der erhobenen Daten, d. h. die absolute Genauigkeit, wird daher unter anderem durch die Qualität der für die Charakterisierung des Kalibriermaterials notwendigen Dilatometermessungen bestimmt.

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Zusammenfassung und Ausblick

Der thermische Ausdehnungskoeffizient von Beton αcT besitzt hinsichtlich der Analyse thermisch induzierter

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Spannungs- und Verformungszustände von Fahrbahnplatten einen hohen Stellenwert. Im Zusammenhang mit der Weiterentwicklung nationaler Dimensionierungsverfahren, z. B. durch Nutzung numerischer Simulationen, kommt der Verbesserung der Qualität von Eingangsdaten eine hohe Bedeutung im Hinblick auf die Erzielung realitätsnaher Vorhersagen zu. Hierzu gehören unter anderem gute Parameterschätzungen der realen, im Netz vorhandenen Materialeigenschaften sowie Prognosen über deren zeitliche Entwicklung während der Nutzungsdauer. In diesem Kontext gilt es zu hinterfragen, ob die aktuellen Ansätze zur Berücksichtigung der thermischen Beanspruchung von Fahrbahnplatten hinreichend für eine abgesicherte Einschätzung der Nutzungsdauer sind und ob allgemeine Literaturwerte für die heutigen Fahrbahndeckenbetone stets Gültigkeit besitzen. Des Weiteren ist insbesondere bei einer nutzerorientierten Betrachtung des Straßenoberbaus die Dimensionierung nicht ausschließlich auf eine Bemessung der Deckendicke auszurichten. Eine übergeordnete Rolle spielt hier die dauerhafte Sicherstellung der Funktionseigenschaften der Fahrbahnoberfläche, z. B. Ebenheit und akustische Eigenschaften, die auch durch lastunabhängige Formänderungseigenschaften, wie thermisch und hygrisch induzierte Verformungen, beeinflusst werden können.

AUFSATZ ARTICLE

A. Spilker, L. Stelzner, F. Weise, M. Wieland: Analysis of the thermal expansion of pavement concrete from the German motorway network

Für eine empirische Herangehensweise ist die Verfüg­ barkeit adäquater Prüfverfahren von entscheidender Bedeutung. In Deutschland existiert aktuell jedoch kein standardisiertes oder genormtes Verfahren für die prüftechnische Bestimmung des thermischen Ausdehnungskoeffizienten von Beton. Daher wurden zunächst unter Beachtung straßenbauspezifischer Gesichtspunkte zwei Prüfansätze entwickelt, die unter anderem die bauspezifischen Randbedingungen deutscher Fahrbahndecken berücksichtigen. Die Prüfansätze unterscheiden sich in erster Linie durch die verwendeten Messverfahren. Prüfansatz 1 (PA1) nutzt ein mechanisches Verfahren zur diskontinuierlichen Bestimmung der thermisch bedingten Längenänderung. Dem Prüfansatz 2 (PA2) liegt ein elektrisches Verfahren, das eine kontinuierliche Messwerterfassung ermöglicht, zugrunde. Die mit beiden Prüfansätzen durchgeführten Vergleichsuntersuchungen an Metallproben sowie die Bestandsuntersuchungen an Betonen aus dem BAB-Netz führen insgesamt zu plausi­ blen Ergebnissen hinsichtlich der Größenordnung der ermittelten thermischen Ausdehnungskoeffizienten. Bei dem PA1 treten insbesondere aufgrund der begrenzten Genauigkeit des Messsystems und ggf. auftretender zufälliger Messfehler größere Streuungen in den Messergebnissen auf. Die Ergebnisse bei Anwendung des PA2 sind sehr stark von der Güte der Kalibrierung zur Berücksichtigung des Einflusses aus der Dehnung des Messrahmens abhängig. So ergeben sich für αcT bei Verwendung von Invar im Mittel um 0,86 10–6/K höhere αcT im Vergleich zur Nutzung von V2A als Kalibriermaterial. Hier ist in aufbauenden Untersuchungen zu überprüfen, inwieweit diese systematischen Fehler die Genauigkeit der Mess­ ergebnisse beeinflussen und ob diese reduziert werden können.

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A. Spilker, L. Stelzner, F. Weise, M. Wieland: Analyse der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen aus dem BAB-Netz

Weiterhin haben die Untersuchungen an Betonen mittels PA2 gezeigt, dass αcT eine Temperaturabhängigkeit aufweist, wobei dieser bei 35 bis 40 °C um circa 20 % über dem αcT bei 0 bis 5 °C liegt. Das bedeutet, dass die Mittelwertbildung und die lineare Regressionsanalyse im Temperaturbereich zwischen 0 und 20 °C αcT überschätzen und im höheren Temperaturbereich unterschätzen. Die Zunahme von αcT im gesamten Temperaturbereich scheint linear zu sein. Es ist jedoch anzumerken, dass auch die temperaturabhängige Auswertung des ermittelten αcT stark von der Güte der Dilatometermessungen an den verwendeten Kalibriermaterialien abhängt. Die Validierung der gewonnenen Ergebnisse zur Temperaturab-

hängigkeit αcT im untersuchten Temperaturbereich ist Gegenstand derzeit laufender Untersuchungen.

Für eine abgesicherte Quantifizierung der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen bedarf es der Weiterentwicklung der vorgestellten Prüfansätze bzw. einer weiterführenden Untersuchung der vorhandenen Messunsicherheiten und Messungenauigkeiten. Im Kontext mit der Verwendung der Ergebnisse für die rechnerische Dimensionierung oder die Bewertung der strukturellen Substanz besitzt die Fragestellung, mit welcher Genauigkeit αcT zu bestimmen ist, eine zentrale Bedeutung, die es gilt, mittels Sensitivitätsanalysen zu eruieren.

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Autoren

Dipl.-Ing. Alexandra Spilker (Korrespondenzautorin) spilker@bast.de Bundesanstalt für Straßenwesen Referat Betonbauweisen 51427 Bergisch Gladbach

Dr.-Ing. Frank Weise frank.weise@bam.de Bundesanstalt für Materialforschung und ­-prüfung Fachbereich Baustoffe Unter den Eichen 87 12205 Berlin

Dipl.-Ing. Ludwig Stelzner ludwig.stelzner@bam.de Bundesanstalt für Materialforschung und ­-prüfung Fachbereich Baustoffe Unter den Eichen 87 12205 Berlin

Dr.-Ing. Marko Wieland wieland@bast.de Bundesanstalt für Straßenwesen Referat Betonbauweisen 51427 Bergisch Gladbach

Zitieren Sie diesen Beitrag Spilker, A.; Stelzner, L.; Weise, F.; Wieland, M. (2021) Analyse der thermischen Dehnung von Fahrbahndeckenbetonen aus dem BAB-Netz.

Beton- und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 26–34. https://doi.org/10.1002/best.202000044 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet. Eingereicht: 29. Juni 2020; angenommen: 10. September 2020.

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Rabea Sefrin, Christian Glock, Enrico Schwabach

Ermittlung der charakteristischen Betondruck­festig­ keit von Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge

AUFSATZ ARTICLE

DOI: 10.1002/best.202000041

Bewertung und Vergleich mit bisherigen Ansätzen Der Nachrechnung von Bestandstragwerken kommt eine steigende Bedeutung zu, denn im Sinne eines ressourceneffi­ zienten Umgangs mit Bestandsbauten sollte der Umnutzung Vorrang vor Abriss und Neubau gegeben werden. Bisher stand für die Berechnung der charakteristischen In-situ-Beton­ druckfestigkeit in Deutschland DIN EN 13791:2008 mit Natio­ nalem Anhang DIN EN 13791/A20:2017 zur Verfügung. Die im Februar 2020 veröffentlichte DIN EN 13791:2020 löst formal DIN EN 13791:2008 ab, wobei noch keine neuen Nationalen Anwen­dungsregeln für Deutschland vorhanden sind. Besonders bei der Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit auf Grundlage eines geringen Bohrkernstichprobenumfangs (3 ≤ n ≤ 7) ergeben sich im Vergleich zu den bisherigen Regelungen deutliche Änderungen. Allerdings liegen aktuell keine Hintergrundinformationen bezüglich der statistischen Belastbarkeit der neuen Verfahren vor, weshalb diese im Rahmen des Forschungsvorhabens DBV 317 untersucht wurden.

Determination of the characteristic concrete compressive strength of existing structures according to DIN EN 13791:2020 for small sample sizes – Evaluation and comparison with valid existing approaches The assessment of existing structures is becoming increasingly important, because in the sense of resource-efficient handling of existing buildings, conversion should be given priority over demolition and new construction. Until now, the characteristic concrete compressive strength of existing structures in Germany has been calculated according to DIN EN 13791/A20:2017. DIN EN 13791:2020, which was introduced in February 2020, will replace DIN EN 13791:2008, which was previously valid in Europe, and DIN EN 13791/A20:2017, which was valid in Germany.

Especially for small sample sizes of drill cores (3 ≤ n ≤ 7), the introduction of DIN EN 13791:2020 results in significant changes in the determination of the characteristic in-situ concrete compressive strength. However, there is currently no background information available on the statistical robustness of the new methods, which is why this is to be checked within the framework of the research project DBV 317.

Stichworte Bestandsbauwerke; Nachrechnungswert; in-situ; Betondruckfestigkeit

Keywords existing structures; assessment value; in-situ; concrete compressive strength

1 Einführung

in DIN EN 13791:2008 [2] (DIN 2008) mit Nationalem Anhang DIN EN 13791/A20:2017 [3] (DIN A20:2017) umfassend normativ geregelt. Der Nationale Anhang DIN A20:2017 [3] wurde 2017 von Deutschland eingeführt, da das Auswerteverfahren von DIN 2008 [2] für ge­ ringe Stichprobenumfänge meist zu einer deutlichen Überschätzung der charakteristischen In-situ-Betondruck­ festigkeit führte (vgl. [4‒8]).

Bei Umbaumaßnahmen an bestehenden Bauwerken wird in die vorhandene Tragstruktur eingegriffen. Bedingt durch eine Nutzungsänderung geht dies häufig mit einer Anpassung des Belastungsniveaus einher. Nach [1] dürfen in Abhängigkeit von den Änderungen bei den Umbaumaßnahmen und den Anpassungen im Belastungsniveau die einzelnen Bauteile nach den ursprünglichen bautechnischen Vorschriften nachgewiesen werden oder müssen nach den aktuell gültigen Regelwerken nachgerechnet werden.

Für die Nachrechnung von Bestandstragwerken in Stahlbetonbauweise ist die Betondruckfestigkeit in der Regel der entscheidende Kennwert. Von alten Bauwerken fehlen jedoch häufig die bautechnischen Unterlagen oder Ergebnisse von Güteprüfungen des Betons etc. aus der Ausführungszeit, sodass ohne eine fundierte Bauwerksuntersuchung die Betondruckfestigkeit nicht qualifiziert angesetzt werden kann.

Bisher war in Deutschland die Bewertung der Druckfestigkeit von Beton in Bauwerken oder in Bauwerksteilen

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Nach DIN A20:2017 [3] wird in Abhängigkeit von der Bohrkernanzahl und dem Variationskoeffizienten die charakteristische Druckfestigkeit für Bestandstragwerke nach dem modifizierten Ansatz A oder dem modifizierten Ansatz B ermittelt (Bild 1).

Der modifizierte Ansatz A soll für die Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit angewendet werden, wenn ein Stichprobenumfang n ≥ 9 vorliegt oder wenn sich ein Variationskoeffizient v > 0,20 für einen Stichprobenumfang 3 ≤ n ≤ 8 ergibt. Die Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit für einen Stichprobenumfang 3 ≤ n ≤ 8 und v ≤ 0,20 darf nach dem modifizierten Ansatz B erfolgen.

© 2020 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 35

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R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Ermittlung der charakteristischen Betondruck­festig­keit von Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge

festigkeiten mit der „realen“ charakteristischen In-situBetondruckfestigkeit fck,is,A20,nges sollen die neuen Auswerteverfahren bewertet werden. Nach [11] ergibt sich die „reale“ charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges nach dem modifizierten Ansatz A von DIN A20:2017 [3] für vx,nges ≤ 0,20 unter Berücksich­ tigung des gesamten Stichprobenumfangs nges.

Bild 1 Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791/A20:2017 [3] Determination of the characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791/A20:2017 [3]

Als Grundlage dieser Untersuchungen dienen umfang­ reiche praktische Bauwerksanalysen, die von der TU Kaiserslautern durchgeführt wurden und bei denen meist eine Grundgesamtheit nges > 20 an Bohrkernprüfungen vorlag. Ziel der Untersuchung war, eine durch Versuche abgesicherte Aussage über die statistische Belastbarkeit der Verfahren treffen zu können, als Basis fundierter Empfehlungen, um auch zukünftig eine zuverlässige Bestimmung der charakteristischen In-situ-Betondruck­ festigkeit gewährleisten zu können.

2

Ermittlung der charakteristischen Betondruckfestig­ keit für Bestandsbauwerke nach DIN EN 13791:2020 für einen geringen Stichprobenumfang (3 ≤ n ≤7)

In DIN EN 13791:2020 [10] Abschnitt 8 werden modifizierte und neue statistische Auswerteverfahren zur Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit vorgestellt, die sowohl auf direkten als auch auf indirekten Prüfverfahren beruhen.

Bild 2 Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2008 [2] Determination of the characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791:2008 [2]

In DIN 2008 [2] wird nur aufgrund des Stichproben­ umfangs zwischen den Auswerteverfahren Ansatz A (n > 15) und Ansatz B (3 ≤ n ≤ 14) unterschieden (Bild 2). Mit E DIN EN 13791:2018 [9] bzw. der im Februar 2020 eingeführten DIN EN 13791:2020 [10] (DIN 2020) wird die bisherige Normfassung DIN 2008 [2] formal abgelöst. Damit sind jedoch nicht alle Inhalte des Nationalen Anhangs für Deutschland DIN A20:2017 [3] abgelöst bzw. neu geregelt. An vielen Stellen wird in DIN 2020 [10] auf nationale Regeln verwiesen bzw. die Einführung solcher ermöglicht. Besonders für geringe Stichprobenumfänge (3 ≤ n ≤ 7) ergeben sich mit der Einführung von DIN 2020 [10] erhebliche Änderungen bei der Bestimmung der charakteristischen In-situdruckfestigkeit. Nach DIN 2020 [10] kann die Beton­ charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit nach Abschnitt 8.1(7) bzw. Abschnitt 8.3 errechnet werden.

Durch einen Vergleich der nach diesen beiden Abschnitten ermittelten charakteris­ tischen In-situ-Betondruck­ 36

Bild 3 zeigt die beiden neuen Verfahren, die nach DIN 2020 [10] für einen geringen Stichprobenumfang von 3 ≤ n ≤ 7 formal zur Verfügung stehen, mit der Möglichkeit nationaler Anpassungen. Nach Abschnitt 8.1(7) kann die charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit für einen eingegrenzten Prüfbereich (V ≤ 10 m3 und maximal ein bis drei Bauelemente) auf Grundlage von mindestens drei Bohrkernen berechnet werden. Aus diesen drei

Bild 3 Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten nach [10] für einen Stichprobenumfang 3 ≤ n ≤ 7 Determination of the characteristic in-situ concrete compressive strengths according to [10] for a sample size 3 ≤ n ≤ 7

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oder mehr Bohrkernen ist die niedrigste Festigkeit fc,is,Tiefstwert zu selektieren, diese entspricht nach Abschnitt 8.1(7) der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is. Voraussetzung ist, dass die Spannweite der Prüfergebnisse R ≤ 15 % des Mittelwerts fcm(n),is ist.

Diese Voraussetzung gilt auch, wenn die charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit nach Abschnitt 8.3 ermittelt wird. Die Auswertung nach Abschnitt 8.3 ist auf einen Prüfbereich mit einem Betonvolumen von V ≤ 30 m3 eingegrenzt. Dabei soll zunächst durch den Einsatz indirekter Prüfverfahren die Stelle mit der niedrigsten Betondruckfestigkeit gefunden werden. An dieser Stelle sind anschließend mindestens drei Bohrkerne zu entnehmen.

Der Mittelwert fcm(n),is aus diesen drei oder mehr Bohrkernen darf dann als charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is angesetzt werden.

Die Grundlagen der neuen Verfahren sowie deren statis­ tische Belastbarkeit sind aus DIN 2020 [10] bzw. aus dem zugehörigen Hintergrunddokument FprCEN/TR 17086:2017 [12] nicht vollständig erkennbar. Um die Anwen­dung der neuen Verfahren bewerten zu können, wurden das allgemeine Vorgehen sowie die möglichen Ergebnisse der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit mithilfe einer vorhandenen Bohrkerndatenbank, die im Rahmen von [4, 5, 13, 14] an der TU Kaiserslautern aufgebaut wurde, analysiert.

Betondruckfestigkeiten im Bereich von 16 bis 66 N/mm2 aufweisen. Elf dieser Bauwerke hielten die Volumenbegrenzung von V ≤ 10 m3 ein, die weiteren zwölf Bauwerke nicht (V > 10 m3), wodurch der Einfluss der Volumenbegrenzung betrachtet werden konnte. Je Grundgesamtheit des Bestandstragwerks steht eine Anzahl nges an Ergebnissen aus der Druckfestigkeitsprüfung von Bohrkernen zur Verfügung. Gemäß Abschnitt 8.1(7) [10] werden zur Bestimmung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit mindestens drei solcher Ergebnisse benötigt. Die Grund­ gesamtheiten der Bauwerke aus der Bohrkern­ datenbank bestehen alle aus einer deutlich größeren Anzahl an Bohrkernen, sodass im Rahmen einer statistischen Auswertung verschiedene Kombinationsmöglichkeiten der Prüfergebnisse, bestehend aus je drei Druckfestigkeitsergebnissen von Bohrkernen, untersucht werden können.

Aus diesen drei Betondruckfestigkeitswerten ist anschließend der niedrigste Wert fc,is,Tiefstwert zu selektieren. Die auf diese Weise ermittelte charakteristische In-situ-Druckfestigkeit einer jeden Kombinationsmöglichkeit wurde anschließend mit der charakteristischen In-situ-Druck­ festigkeit, die nach DIN A20:2017 [3] bzw. nach DIN EN 1990:2010 Anhang D [16] (unter Ansatz einer logarith­ mischen Normalverteilung, falls vx,nges ≥ 0,20, vgl. [17]) auf Grundlage der Grundgesamtheit nges ermittelt wurden, verglichen (, fck,is,A20,nges).

3.2 3

Analyse von DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7)

3.1 Allgemeines Im Rahmen des Forschungsvorhabens DBV 317 [15] wurden insgesamt 23 bestehende Bauteile untersucht, deren Baujahre zwischen 1915 und 1985 liegen und die mittlere

AUFSATZ ARTICLE

R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Determination of the characteristic concrete compressive strength of existing structures according to DIN EN 13791:2020 for small sample sizes

Mögliche charakteristische In-situ-Betondruck­ festig­keit und Bewertung des Anwendungskriteriums

Die bei der Auswertung ermittelten charakteristischen Insitu-Druckfestigkeiten eines jeden Bauteils werden in separaten Punktwolkendiagrammen veranschaulicht. Um eine Bewertung des Anwendungskriteriums zu ermög­ lichen, werden neben den „zulässigen“ auch die formal „unzulässigen“ Druckfestigkeitsergebnisse abgebildet.

Bild 4 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten für Deckenplatte LU mit zugehöriger Auftretenswahrscheinlichkeit und Abweichung zu fck,is,A20,nges [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths for structural slab LU with associated probability of occurrence and deviation from fck,is,A20,nges [15]

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Für das Beispielbauwerk in Bild 4 ergeben sich bei einem gesamten Stichprobenumfang von nges = 33 insgesamt 5 456 mögliche Dreierkombinationen (xkombi). Von diesen 5 456 möglichen Ergebnissen werden über das Anwendungskriterium (R ≤ 0,15 ⋅ fcm(n),is) 987 als zulässig (xzulässig) und 4469 als unzulässig (xunzulässig) eingestuft.

Der Variationskoeffizient der Bohrkerndruckfestigkeiten bezogen auf den gesamten Stichprobenumfang nges wird als vx,nges angegeben. Die grüne Linie in Bild 4 repräsentiert die charakteristische In-situ-Druckfestigkeit, die nach DIN A20:2017 [3] unter Berücksichtigung des gesamten Stichprobenumfangs nges berechnet wurde (fck,is,A20,nges).

Zur Einordnung der Ergebnisse aus DIN 2020 [10], Abschnitt 8.1(7) wird zusätzlich deren Auftretenswahrscheinlichkeit sowie deren prozentuale Abweichung von der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit nach DIN A20:2017 [3], die mithilfe des gesamten Stichprobenumfangs nges errechnet wurde, abgebildet.

Bild 4 veranschaulicht, dass durch das Anwendungskriterium nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.1(7) nicht zwangsläufig die charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten mit der größten prozentualen Abweichung zu fck,is,A20,nges als unzulässig eingestuft werden, sondern viele Ergebnisse mit einem geringeren prozentualen Abstand zu fck,is,A20,nges.

Bemerkenswert ist dabei insbesondere, dass die charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten mit den größten prozentualen Abweichungen, bis hin zu einer Überschätzung der Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges zwischen 50 % und 70 %, nicht durch das Anwendungskriterium ausgeschlossen werden. Grund hierfür ist, dass die Einzelwerte, die diesen charakteristischen Betondruckfestigkeiten zugrunde liegen, nur eine geringe Spannweite R aufweisen, die kleiner als 15 % der mittleren Betondruckfestigkeit ist und keine Mindeststreuung in Form der Spannweite R, der Standardabweichung sx oder des Variationskoeffi­ zienten vx definiert wurde. Würde z. B. zusätzlich zu dem Anwendungskriterium (R ≤ 0,15 ⋅ fcm(n),is) ein Mindest­ variationskoeffizient vx,min = 0,09, wie er auch dem Faktor k3 in DIN A20:2017 [3] zugrunde liegt (vgl. Bild 1), angewendet werden, würde sich die maximale Überschätzung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit für das Bauteil Deckenplatte LU aus Bild 4 von 67,8 % auf 21,3 % reduzieren. Der signifikante Einfluss eines Mindestvariationskoeffizienten vx,min kann auch in [4, 5, 11] nachvollzogen werden.

3.3

Vergleich möglicher Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und nach mod. Ansatz B von DIN EN 13791/A20:2017

Bild 4 zeigt den Vergleich der möglichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten mit n = 3 nach Abschnitt 8.1(7) von DIN EN 13791:2020 [10] mit der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit, die unter Berücksichtigung von nges nach DIN EN 13791/A20:2017 [3] (fck,is,A20,nges) berech­net wurde. Zu beachten ist dabei, dass die mög­ lichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten nach DIN A20:­­2017 [3] mit n = 3 auch gewissen Schwankungen 38

Bild 5 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und nach DIN EN 13791/A20:2017, mod. Ansatz B (A20) für Deckenplatte LU [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to Section 8.1(7) and mod. Approach B (A20) for structural slab LU [15]

unterliegen können. Aus diesem Grund werden in Bild 5 die möglichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten der beiden Verfahren (Abschnitt 8.1(7) und modifizierter Ansatz B mit vx,n=3 ≤ 0,20) mit n = 3 für das bereits in Bild 4 betrachtete Beispielbauwerk gegenübergestellt. Die möglichen Überschreitungen beim modifizierten Ansatz B von DIN A20:2017 [3] sind in der Regel gering und können für eine baustatische Bewertung nach [4, 5, 11] als unbedenklich eingeschätzt werden. Bei der Auswertung nach Abschnitt 8.1(7) wird nicht zwischen „zulässigen“ und „unzulässigen“ Ergebnissen unterschieden. Diese Differenzierung, die Auftretenswahrscheinlichkeit und die prozentuale Abweichung zu fck,is,A20,nges kann in Bild 4 nachvollzogen werden.

Während das Verfahren nach DIN 2020, Abschnitt 8.1(7) [10] unabhängig von dem vorhandenen Variationskoef­ fizienten meist zu einer Überschätzung der charakte­ ristischen In-situ-Betondruckfestigkeit im Vergleich zu fck,is,A20,nges führt, kann bei der Auswertung nach dem modifizierten Ansatz B von DIN A20:2017 [3] in Abhängigkeit vom Variationskoeffizienten der Grundgesamtheit vx,nges sowohl eine Überschätzung als auch eine Unterschätzung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit im Vergleich zu fck,is,A20,nges festgestellt werden.

3.4

Vergleich möglicher Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und nach Ansatz B von DIN EN 13791:2008

Wie bereits in [4‒8] erörtert, führt die Ermittlung der charak­teristischen In-situ-Betondruckfestigkeit nach Ansatz B von DIN EN 13791:2008 [2] für geringe Stich­ probenumfänge meist zu einer deutlichen Überschätzung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit, weshalb in Deutschland bereits 2017 eine Modifikation durch die Einführung von DIN EN 1791/A20:2017 [3] vorgenommen wurde.

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Bild 6 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und nach DIN EN 13791:2008, Ansatz B für Deckenplatte LU [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to Section 8.1(7) and Approach B for structural slab LU [15]

In Bild 6 werden die möglichen Ergebnisse bei einer Auswertung nach Ansatz B von DIN 2008 [2] (vgl. Bild 2) mit den möglichen Ergebnissen nach Abschnitt 8.1(7) von DIN 2020 [10] verglichen. Bei der Auswertung nach Abschnitt 8.1(7) wird nicht zwischen „zulässigen“ und „unzulässigen“ Ergebnissen differenziert.

Mit Einführung der neuen DIN 2020 [10] wurde besonders für einen geringen Stichprobenumfang erwartet, dass die neuen Verfahren die prozentuale Überschätzung der „realen“ charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges im Vergleich zu einer Auswertung nach Ansatz B von DIN 2008 [2] reduzieren.

Bild 6 veranschaulicht, dass eine solche Reduktion der prozentualen Überschätzung jedoch anhand der vorliegenden Ergebnisse für einen Stichprobenumfang von n = 3 nicht bestätigt werden kann. Vielmehr ist die prozentuale Überschätzung der möglichen Ergebnisse nach beiden Verfahren im Bereich des mittleren (0,1 < vx,nges < 0,2) und großen Gesamtvariationskoeffizienten vx,nges ≥ 0,2 etwa gleich, während bei einem geringen Gesamtvariationskoeffizienten vx,nges ≤ 0,10 die prozentuale Über­ schätzung von fck,is,A20,nges bei einer Auswertung nach DIN 2020, Abschnitt 8.1(7) größer als bei einer Auswertung nach Ansatz B sein kann [15].

3.5

Untersuchungen zum Einfluss des Stichprobenumfangs n auf die möglichen Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7)

Nach DIN EN 13791:2020 [10], Abschnitt 8.1(7) sind mindestens drei Bohrkerne für die Ermittlung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit erforderlich. Das Auswerteverfahren nach Abschnitt 8.1(7) darf bis zu einem Stichprobenumfang von n = 7 angewendet werden. Aus diesem Grund muss auch der Einfluss des Stichprobenumfangs auf die möglichen Ergebnisse der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit und deren Auftretenswahrscheinlichkeit untersucht werden. Hierfür wird der Stichprobenumfang von n = 3 auf n = 4 bzw. n = 5 erhöht.

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Bild 7 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) für Deckenplatte LU mit n = 5 mit zugehöriger Auftretenswahrscheinlichkeit [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791:2020, Section 8.1(7) for structural slab LU with n = 5 with associated probability of occurrence [15]

Aufgrund der Vielzahl an möglichen Kombinationen der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten (z.

B. Deckenplatte LU mit n = 4, xkombi = 40 920 und mit n = 5, xkombi = 237 336) wurden für die Darstellung in Bild 7 daher 7 750 zufällige Ergebnisse ausgewählt. Die Punktwolke der Deckenplatte LU für n = 3 ist bereits in Bild 4 zu finden. Da eine Erhöhung des Stichprobenumfangs keine Änderung der prozentualen Abweichung der mög­ lichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten von fck,is,A20,nges zur Folge hat, wird diese Abweichung im Bild 7 nicht dargestellt.

Durch die Erhöhung des Stichprobenumfangs (auf n = 4 oder n = 5) werden die charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten mit der größten prozentualen Abweichung zu fck,is,A20,nges (Stichprobenumfang n = 3, vgl. Bild 4) elimi­ niert, da diese nach Bild 3 nicht mehr maßgebend werden können. Auffällig ist, dass durch die Erhöhung des Stichprobenumfangs n der prozentuale Anteil an zulässigen Ergebnissen reduziert wird.

Eine Übersicht über die Entwicklung der gültigen Ergebnisse der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit für die Bauteile mit einem Betonvolumen von V ≤ 10 m3 liefert Bild 8 (links). Unabhängig von der mittleren Betondruckfestigkeit, dem Variationskoeffizienten oder anderen Kennwerten reduziert sich die prozentuale Anzahl an zulässigen Ergebnissen („zulässig“ nach dem Anwendungskriterium, vgl. Bild 3) durch die Erhöhung der Bohrkernanzahl.

Bild 8 (Mitte) zeigt die Entwicklung der mittleren Spannweite Rm, die als Mittelwert aus den Spannweiten der möglichen Kombinationen xKombi errechnet werden kann.

Entscheidend ist die prozentuale Änderung der mittleren Spannweite Rm, da diese einen Vergleich zwischen den einzelnen Bauteilen ohne Berücksichtigung der Betondruckfestigkeiten auf einer einheitslosen Basis ermöglicht (Bild 8 rechts). Diese prozentuale Änderung der mittleren Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 39

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Bild 8 Entwicklung der zulässigen Ergebnisse (links), Entwicklung (Mitte) und prozentuale Änderung (rechts) der mittleren Spannweite Rm in Abhängigkeit von der Bohrkernanzahl n für V ≤ 10 m3 [15] Development of the permissible results (left), development (centre) and percentage change (right) of the mean span Rm as a function of the number of drill cores n with V ≤ 10 m3 [15]

Spannweite Rm liegt für alle elf Bauwerke bzw. Bauteile (mit V ≤ 10 m3) zwischen 30 und 40 % bei einer Erhöhung des Stichprobenumfangs von n = 3 auf n = 5.

Während die mittlere Spannweite Rm durch eine Erhöhung des Stichprobenumfangs n Veränderungen unterliegt, bleibt der Mittelwert der mittleren Betondruckfestigkeit fcm(n),is (für n = 3, n = 4 und n = 5) nach dem Gesetz der großen Zahlen konstant. Die mittlere Betondruckfestigkeit fcm(n),is wurde aus den Mittelwerten der einzelnen Kombination mit n = 3, n = 4 und n = 5 gebildet und entspricht der mittleren Betondruckfestigkeit, die mithilfe der Grundgesamtheit nges errechnet werden kann.

Durch die mit dem Stichprobenumfang steigende mittlere Spannweite Rm und die konstant bleibende mittlere Beton­druckfestigkeit fcm(n),is kann die Reduktion der zulässigen Ergebnisse (vgl. Bild 8 links) erklärt werden.

4

Analyse von DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3

4.2

Zuordnung der Bohrkerne zu Rückprallhammerstellen

Im ersten Schritt müssen die jeweiligen Bohrkerne aus den Bauwerksprüfungen einer Rückprallhammerstelle (RPHStelle) zugeordnet werden. Diese Zuordnung bildet die Basis für die anschließende Bestimmung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit. Nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 müssen die Bohrkerne aus dem Bereich um die Stelle mit dem niedrigsten Ergebnis aus der indirekten Prüfung entnommen werden. Eine präzisere Definition dieses Bereichs wird jedoch nicht vorgenommen. Um eine Auswertung nach Abschnitt 8.3 (einheitlich für alle Bauwerke) durchführen zu können, wird daher im Forschungsprojekt DBV 317 [15] ein Einzugsbereich der RPH-Stellen festgelegt. Hierfür wurde der Schwenkradius des verwendeten Kernbohrgeräts, der maximal 70 cm beträgt, von der Mitte der RPH-Stellen abgetragen. Bild 9 zeigt beispielhaft diese Zuordnung für das Bauwerk ZI Mannheim Wand II (Prüfbereich E und F) aus [15].

Durch das Abschleifen der Oberfläche vor den Rück­ prallhammerprüfungen wurde eine Karbonatisierungs­

4.1 Allgemeines Zusätzlich zu Abschnitt 8.1(7) bietet auch Abschnitt 8.3 von DIN 2020 [10] die Möglichkeit, die charakteristische In-situ-Druckfestigkeit für einen eingegrenzten Prüf­ bereich von V ≤ 30 m3, basierend auf mindestens drei Druckfestigkeitsprüfungen von Bohrkernen, zu berechnen. Im Rahmen des Forschungsvorhabens DBV 317 [15] wurde das Verfahren nach Abschnitt 8.3 mithilfe von acht Bauteilen untersucht. Die Anzahl ist im Vergleich zu Abschnitt 8.1(7) mit 23 Bauteilen deutlich geringer, da die Bohrkerndatenbank nur wenige Bauwerke aufweist, bei denen eine ausreichende Anzahl an Rückprallhammerprüfungen (RPH-Prüfungen) durchgeführt wurde. Aller­ dings liegt eine relativ große Spannweite mittlerer In-situ-Druckfestigkeiten (fcm(n),is ≈ 22,5 N/mm2 bis 54 N/mm2) sowie zugehöriger Rückprallzahlen in den Prüfbereichen vor.

40

Bild 9 Grafische Zuordnung der Bohrkerne zu einzelnen Rückprallhammerstellen (RPH-Stellen) am Beispiel vom Bauwerk ZI Mannheim Wand II [15] Graphic assignment of drill cores to individual rebound hammer points (RPH points) using the example of the building ZI Mannheim wall II [15]

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tiefe < 5 mm sichergestellt und somit die Anforderungen nach DIN EN 12504-2:2012 [18] eingehalten.

Alle innerhalb dieses Radius liegenden Bohrkerne sowie diejenigen, die von der Kreislinie tangiert werden, werden in der jeweiligen Auswertung der entsprechenden RPHStelle zugeordnet. Auf Basis dieser Zuordnung der Bohrkerne zu den einzelnen RPH-Stellen ist es möglich, die charakteristische In-situ-Druckfestigkeit nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 zu errechnen.

4.3

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R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Determination of the characteristic concrete compressive strength of existing structures according to DIN EN 13791:2020 for small sample sizes

Mögliche charakteristische In-situ-Betondruck­ festig­keit und Bewertung des Anwendungskriteriums

Die Bestimmung der charakteristischen In-situ-Druck­ festigkeit nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 basiert auf einer Mindestbohrkernanzahl von drei Bohrkernen je indirekter Prüfstelle. Da jeder RPH-Stelle häufig mehr als drei Bohrkerne zugeordnet werden können, werden für die statistische Auswertung, analog der Vorgehensweise bei der Auswertung nach Abschnitt 8.1(7), sämtliche dreier Kombinationen der Bohrkerndaten, die einer RPHStelle zugeordnet wurden, gebildet. Aus diesen drei Bohrkerndruckfestigkeiten wird anschließend der Mittelwert fc,m(n),is errechnet. Gemäß Abschnitt 8.3 (vgl. Bild 3) entspricht dieser Mittelwert fc,m(n),is der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit fck,is. Voraussetzung hierfür ist, dass die Spannweite der betrachteten Dreierkombination nicht mehr als 15 % des Mittelwerts beträgt.

In Bild 10 werden die Ergebnisse der Untersuchungen zum Auswerteverfahren nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 für das Beispielbauteil ZI Mannheim Wand II gemäß [15] veranschaulicht. Die Darstellung der Rückprall­ hammerzahl (RPH-Zahl) mit zugehöriger RPH-Stelle auf der x-Achse erfolgt in aufsteigender Reihenfolge. Um eine Bewertung des Anwendungskriteriums zu ermöglichen, werden neben den „zulässigen“ auch die formal „unzu­ lässigen“ Druckfestigkeitsergebnisse abgebildet. Als Referenzwert wird die charakteristische In-situ-Druckfestigkeit nach DIN EN 13791/A20:2017 [3] fck,is,A20,nges, die unter Berücksichtigung des gesamten Stichproben­ um­ fangs nges errechnet wurde, dargestellt. Ähnlich der Auswertung nach Abschnitt 8.1(7) wird durch die Anwendung des Abschnitts 8.3 die charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeit im Vergleich zu fck,is,A20,nges, die auf Grundlage des gesamten Stichprobenumfangs nges errechnet wurde, teilweise deutlich überschätzt. Zusätzlich zeigt Bild 10, dass durch das Anwendungskriterium nicht zwangsläufig die charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten mit der größten prozentualen Abweichung zu fck,is,A20,nges als unzulässig eingestuft werden (unabhängig von der RPH-Stelle), sondern viele Ergebnisse mit einem geringeren prozentualen Abstand zu fck,is,A20,nges.

Bei sieben der acht untersuchten Bauwerke ist die Stelle mit der niedrigsten RPH-Zahl nicht gleichzeitig die Stelle mit der niedrigsten Betondruckfestigkeit (vgl. Bild 10),

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Bild 10 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten für ZI Mannheim Wand II nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3 mit n = 3 [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths for ZI Mannheim wall II according to DIN EN 13791:2020, Section 8.3 with n = 3 [15]

obwohl die Anforderungen an den Einsatz des Rückprallhammers nach DIN EN 12504-2:2012 [18] eingehalten wurden. Es bestätigt sich, dass durch indirekte Prüfverfahren nur die oberflächennahe Druckfestigkeit geprüft werden kann und somit keine Aussage über die Kern­ festigkeit des Bauwerks möglich ist (vgl. DAfStb 619 [11]).

Die Abschnitt 8.3 zugrunde liegende grundsätzliche Annahme, durch RPH-Prüfungen an Bestandstragwerken die Stelle mit der niedrigsten Betondruckfestigkeit ziel­ sicher zu finden, kann auf Basis der analysierten Bauwerksprüfungen nicht bestätigt werden.

4.4

Vergleich möglicher Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3 und nach mod. Ansatz B von DIN EN 13791/A20:2017

Bild 10 zeigt den Vergleich der möglichen charakteris­ tischen In-situ-Druckfestigkeiten mit n = 3 nach Abschnitt 8.3 von DIN EN 13791:2020 [10] mit der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit fck,is,A20,nges, die unter Berücksichtigung von nges nach DIN EN 13791/A20:2017 [3] berechnet wurde. Zu beachten ist dabei, dass die möglichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten nach DIN A20:2017 [3] mit n = 3 (modifizierter Ansatz B mit vx,n=3 ≤ 0,20) auch gewissen Schwankungen unterliegen können (vgl. Abschn. 3.3). Aus diesem Grund werden in Bild 11 die möglichen charakteristischen In-situ-Druckfestigkeiten der beiden Verfahren mit n = 3 für das bereits in Bild 10 betrachtete Beispielbauteil ZI Mannheim Wand II gegenübergestellt. Bei der Auswertung nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 wird nicht zwischen „zu­ lässigen“ und „unzulässigen“ Ergebnissen unterschieden (Differenzierung in Bild 10 ersichtlich).

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R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Ermittlung der charakteristischen Betondruck­festig­keit von Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge

Bild 11 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3 und nach mod. Ansatz B (A20) für ZI Mannheim Wand II [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791:2020, Section 8.3 and mod. Approach B (A20) for ZI Mannheim wall II [15]

Bild 12 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3 und nach DIN EN 13791:2008, Ansatz B für ZI Mannheim Wand II [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791:2020, Section 8.3 and DIN EN 13791:2008, Approach B for ZI Mannheim wall II [15]

Während das Verfahren nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.3 unabhängig von dem vorhandenen Variationskoeffizienten zu einer Überschätzung der charakteristischen In-situBetondruckfestigkeit neigt, kann bei der Auswertung nach dem modifizierten Ansatz B von DIN A20:2017 [3] für verschiedene Bauwerksprüfungen in Abhängigkeit vom Variationskoeffizienten der Grundgesamtheit vx,nges sowohl eine Überschätzung als auch eine Unterschätzung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit im Vergleich zu fck,is,A20,nges festgestellt werden. Für geringe Variationskoeffizienten vx,nges, wie bei dem Beispielbauwerk ZI Mannheim Wand II mit vx,nges = 0,09 in Bild 11, kommt es nach dem modifizierten Ansatz B von DIN A20:2017 [3] zu einer Unterschätzung der charakteristischen In-situBetondruckfestigkeit im Vergleich zu fck,is,A20,nges.

Ähnlich der Auswertung nach Abschnitt 8.1(7) wird auch bei einer Auswertung nach DIN 2020, Abschnitt 8.3 die durch z. B. [4‒8] dargelegte deutliche Überschätzung bei einer Auswertung nach Ansatz B von DIN 2008 [2] für geringe Stichprobenumfänge nicht reduziert (Bild 12).

4.5

Vergleich möglicher Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3 und nach Ansatz B von DIN EN 13791:2008

Ähnlich wie zuvor für Abschnitt 8.1(7) wird nachfolgend auch ein Vergleich der möglichen Ergebnisse nach Abschnitt 8.3 mit den möglichen Ergebnissen nach DIN EN 13791:2008 Ansatz B vorgenommen. Durch diesen Vergleich soll ermittelt werden, ob die in [4‒8] beschriebene Überschätzung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten für geringe Stichprobenumfänge nach Ansatz B von DIN 2008 [2] durch das neue Verfahren nach Abschnitt 8.3 von DIN 2020 [10] reduziert wird. Bild 12 zeigt den Vergleich der möglichen Ergebnisse bei einer Auswertung nach Ansatz B von DIN 2008 [2] mit den möglichen Ergebnissen nach Abschnitt 8.3 von DIN 2020 [10] für das Beispielbauteil ZI Mannheim Wand II. Bei der Auswertung nach Abschnitt 8.3 wird nicht zwischen „zulässigen“ und „unzulässigen“ Ergebnissen unterschieden.

42

Hinzu kommt die ungeeignete Anwendung von indi­ rekten Prüfverfahren nach DIN 2020, Abschnitt 8.3 zur Lokalisierung der Stelle mit der niedrigsten Betondruckfestigkeit innerhalb eines Prüfbereichs.

4.6

Untersuchungen zum Einfluss des Stichproben­ umfangs n auf die möglichen Ergebnisse nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.3

Nach DIN EN 13791:2020 [5], Abschnitt 8.3 sind mindestens drei Bohrkerne (3 ≤ n ≤ 7) für die Ermittlung der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit erforderlich.

Aus diesem Grund muss auch der Einfluss des Stich­ probenumfangs auf die möglichen Ergebnisse der charakteristischen In-situ-Druckfestigkeit untersucht werden.

Durch die Erhöhung des Stichprobenumfangs von n = 3 auf n = 4 und n = 5 reduzierte sich unter Ansatz des Anwen­ dungskriteriums wie bei einer Auswertung nach DIN 2020, Abschnitt 8.1(7) der prozentuale Anteil an zulässigen Ergebnissen.

Bild 13 zeigt die möglichen charakteristischen In-situBeton­ druckfestigkeiten für das Bauteil ZI Mannheim Wand II nach Abschnitt 8.3 von DIN 2020 [10] für einen Stichprobenumfang von n = 5. An der RPH-Stelle E4 in Bild 13 kann für n = 5 keine charakteristische In-situBeton­druckfestigkeit abgelesen werden, da dieser RPHStelle nur vier Bohrkerne (vgl. Bild 9) zugeordnet werden konnten. Eine Verbesserung des Zusammenhangs zwi-

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folgend werden die beiden Auswerteverfahren direkt miteinander verglichen. Die bei der Auswertung der beiden Verfahren möglichen charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten, die sich bei einem Stichprobenumfang von n = 3 ergeben, sowie fck,is,A20,nges sind für das Beispielbauwerk ZI Mannheim Wand II in Bild 14 gegenüber­ gestellt.

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R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Determination of the characteristic concrete compressive strength of existing structures according to DIN EN 13791:2020 for small sample sizes

Die direkte Gegenüberstellung der möglichen charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN 2020, Abschnitt 8.1(7) und Abschnitt 8.3 in Bild 14 zeigt, dass die Überschätzung der „realen“ charakteristischen In-situBetondruckfestigkeit fck,is,A20,nges beider Verfahren in einem ähnlich Bereich liegt.

6 Zusammenfassung Bild 13 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten für ZI Mannheim Wand II nach Abschnitt 8.3 mit n = 5 [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths for ZI Mannheim wall II according to Section 8.3 with n = 5 [15]

schen RPH-Zahl und der Betondruckfestigkeit sowie eine Reduktion der Überschätzung der „realen“ charakteris­ tischen In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges kann durch die Erhöhung des Stichprobenumfangs nicht be­ obachtet werden (Bild 13).

5

Vergleich der möglichen Ergebnisse bei einer Auswertung nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und nach Abschnitt 8.3

Nach DIN EN 13791:2020 [10] stehen für die Ermitt­ lung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit (3 ≤ n ≤ 7) zwei Auswerteverfahren zur Verfügung. Nach-

Mit der Neuauflage von DIN EN 13791:2008 [2] zur Bestim­ mung der In-situ-Betondruckfestigkeit von Bestandsbauwerken auf europäischer Ebene wurde besonders für den Bereich eines geringen Stichprobenumfangs erwartet, dass durch die Aufnahme neuer Verfahren in DIN EN 13791:2020 [5] die prozentuale Überschätzung der „realen“ charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges im Vergleich zu einer Auswertung nach altem Ansatz B von DIN 2008 [2] reduziert wird. Die hierzu im Rahmen eines Forschungsprojekts durchgeführten Untersuchungen zeigen, dass diese Erwartungen mit den neuen Auswerteverfahren nach DIN 2020 [10], Abschnitt 8.1(7) und Abschnitt 8.3 nicht erfüllt werden.

Die prozentuale Überschätzung bei einer Auswertung nach dem alten Verfahren nach Ansatz B von DIN 2008 [2] und die bei einer Auswertung nach den neuen Ver­ fahren nach Abschnitt 8.1(7) und Abschnitt 8.3 von DIN 2020 [10] sind für die im Forschungsvorhaben DBV 317 [15] betrachteten Bauteile nahezu identisch.

Aufgrund der teilweise deutlichen Überschätzung der „realen“ charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit fck,is,A20,nges nach Abschnitt 8.1(7) und nach DIN 2020, Abschnitt 8.3 wird entweder eine Anpassung der Ver­ fahren, beispielsweise durch die Einführung eines Mindeststreumaßes (z. B. in Form eines Mindestvariations­ koeffizienten, vgl. Abschn. 3.2) und die Definition des Anwendungskriteriums über einen robusteren Schätzer, oder weiterhin die Anwendung des modifizierten Ansatzes B von DIN EN 13791/A20:2017 [3] für kleine Stichprobenumfänge (3 ≤ n ≤ 7) empfohlen.

Dank

Bild 14 Mögliche charakteristische In-situ-Betondruckfestigkeiten nach DIN EN 13791:2020, Abschnitt 8.1(7) und Abschnitt 8.3 für ZI Mannheim Wand II [15] Possible characteristic in-situ concrete compressive strengths according to DIN EN 13791:2020, section 8.1(7) and section 8.3 for ZI Mannheim wall II [15]

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Ein besonderer Dank gilt dem Deutschen Beton- und Bautechnik-Verein E. V., welcher die durchgeführten Unter­ suchungen im Rahmen des Forschungsprojekts DBV 317 finanziell gefördert hat. Weiterhin sei den Mitgliedern der Beratergruppe für die konstruktive und hilfreiche Zusammenarbeit gedankt.

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R. Sefrin, C. Glock, E. Schwabach: Ermittlung der charakteristischen Betondruck­festig­keit von Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge

Literatur [1] Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz (ARGEBAU) (2008) Hinweise und Beispiele zum Vorgehen beim Nachweis der Standsicherheit beim Bauen im Bestand.

[2] DIN EN 13791:2008-05 (2008) Bewertung der Druckfestigkeit von Beton in Bauwerken oder in Bauwerksteilen. Berlin, Beuth Verlag GmbH. [3] DIN EN 13791/A20:2017-02 (2017) Bewertung der Druckfestigkeit von Beton in Bauwerken oder in Bauwerksteilen; Änderung A20. Berlin, Beuth Verlag GmbH. [4] Weber, M.; Schnell, J.; Sefrin, R. (2019) Ermittlung der charakteristischen Betondruckfestigkeit im Bestand bei geringem Stichprobenumfang. Abschlussbericht zum AiF/IGFProjekt Nummer 19346 N, Technische Universität Kaiserslautern.

[5] Weber, M. (2019) Zur Ermittlung mechanischer Kennwerte von Bestandsbetonen. Dissertation, TU Kaiserslautern.

[6] Knab, F.; Sodeikat, S. (2015) Die Ermittlung der charakteristischen Betondruckfestigkeit von Bauwerken im Bestand – Hinweise aus der Erfahrung sachverständiger Ingenieure in: Beton- und Stahlbetonbau 110, H. 8, S. 539–553.

[7] Loch, M.; Stauder, F.: Schnell, J. (2011) Bestimmung der charakteristischen Betonfestigkeiten in Bestandstragwerken.

Anwendungsgrenzen von DIN EN 13791 in: Beton- und Stahlbetonbau 106, H. 12, S. 804–813.

[8] Marx, S.; Grünberg, J.; Schacht, G. (2019) Methoden zur Bewertung experimenteller Ergebnisse bei kleinem Stichprobenumfang in: Beton- und Stahlbetonbau 114, H. 1, S. 2–13.

[9] E DIN EN 13791:2018-06 (2018) Bewertung der Druck­ festigkeit von Beton in Bauwerken oder in Bauwerksteilen; Deutsche und Englische Fassung prEN 13791:2018. Berlin, Beuth Verlag GmbH. [10] DIN EN 13791:2020-02 (2020) Bewertung der Druckfestigkeit von Beton in Bauwerken oder in Bauwerksteilen; Deutsche und Englische Fassung EN 13791:2019. Berlin, Beuth Verlag GmbH.

[11] DAfStb-Heft 619 (2017) Sachstandbericht Bauen im Bestand – Teil II „Bestimmung charakteristischer Betondruckfestigkeiten und abgeleiteter Kenngrößen im Bestand“.

Berlin, Beuth Verlag.

[12] Technical Report FprCEN/TR 17086:2017 (2017) Further guidance on the application of EN 13791:2016 and background to the provisions. CEN/TC 104/ SC1/ TG11 N228.

[13] Weber, M.; Sefrin, R.; Glock, Ch.; Schnell, J. (2019) Bestimmung des Dauerstandsbeiwerts αcc für die Nachrechnung bestehender Massivbauwerke bei experimenteller Ermittlung der Betondruckfestigkeit am Bestandstragwerk. Endbericht zum DBV-Forschungsauftrag 313, TU Kaiserslautern.

[14] Weber, M.; Sefrin, R.; Schnell, J.; Glock, Ch. (2019) Berücksichtigung von Dauerstandseffekten im Nachrechnungswert der Betondruckfestigkeit in: Beton- und Stahlbetonbau 114, H. 11, S. 847‒856.

[15] Sefrin, R.; Glock, Ch. (2020) Bewertung neuer Verfahren zur Ermittlung der charakteristischen In-situ-Betondruckfestigkeit bei Bestandstragwerken mittels indirekter und direkter Prüfmethoden nach E DIN EN 13791:2018, Endbericht zum Forschungsauftrag DBV 317, TU Kaiserslautern.

[16] DIN EN 1990:2010 (2010) Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung; Deutsche Fassung EN 1990:2002 + A1:2005 + A1:2005/AC:2010 mit DIN EN 1990/NA:2010-12 Nationaler Anhang und DIN EN 1990/NA/A1:2012-08 A1-Änderung zum Nationalen Anhang. Berlin, Beuth Verlag GmbH. [17] Schäper, M. (2010) Zur Anwendung der logarithmischen Normalverteilung in der Materialprüfung – Missverständliche Normaussagen ergeben fehlerhafte Nachweise in: Bautechnik 87 H. 9, S. 547–549.

[18] DIN EN 12504-1:2012-12 (2012) Prüfung von Beton in Bauwerken – Teil 2: Zerstörungsfreie Prüfung – Bestimmung der Rückprallzahl. Berlin, Beuth Verlag GmbH.

Autoren

Rabea Sefrin, M.Sc. (Korrespondenzautorin) rabea.sefrin@bauing.uni-kl.de Technische Universität Kaiserslautern Fachgebiet Massivbau und Baukonstruktion Paul-Ehrlich-Straße 14 67663 Kaiserslautern

Prof. Dr.-Ing. Christian Glock christian.glock@bauing.uni-kl.de Technische Universität Kaiserslautern Fachgebiet Massivbau und Baukonstruktion Paul-Ehrlich-Straße 14 67663 Kaiserslautern

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Dr.-Ing. Enrico Schwabach schwabach@betonverein.de Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Bauberatung Gebiet Ost Kurfürstenstraße 129 10785 Berlin

Zitieren Sie diesen Beitrag Sefrin, R. A.; Glock, Ch.; Schwabach, E. (2021) Ermittlung der charakteristischen Betondruckfestigkeit von Bestandstragwerken nach DIN EN 13791:2020 für geringe Stichprobenumfänge. Beton- und Stahl­ betonbau 116, H. 1, S. 35–44. https://doi.org/10.1002/best.202000041 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 22. Juni 2020; angenommen: 1. September 2020.

Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1

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Iurie Curosu, Viktor Mechtcherine, Duy Minh Phuong Vo, Cornelia Sennewald, Chokri Cherif, Enrico Wölfel, Christina Scheffler, Ting Gong, Ali A. Heravi, Erik Tamsen, Daniel Balzani, Alaleh Shehni, Ulrich Häußler-Combe, Alexander Fuchs, Michael Kaliske, Christoph Scope, Edeltraud Günther

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Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Materialebene Im Rahmen des DFG-Graduiertenkollegs GRK 2250/1 „Impakt­ sicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebun­ dene Komposite“ werden neuartige Verstärkungsmaterialien mit unterschiedlichen Faserbewehrungen entwickelt, die die Widerstandsfähigkeit bestehender Konstruktionen gegen kurzzeitdynamische Belastungen deutlich erhöhen sollen. Des Weite­ren werden adäquate Prüfkonzepte und Messverfahren für eine grundlegende Charakterisierung und Beschreibung des dehnratenabhängigen Materialverhaltens geschaffen. Die experimentell erzielten Ergebnisse stellen eine wichtige Grundlage für die Formulierung numerischer Modelle zur Simulation von impaktbeanspruchten Kompositen sowie von verstärkten Betonstrukturen mit Kopplung unterschiedlicher Raum- und Zeitskalen dar. Schließlich werden im Rahmen des Projekts Methoden für die Analyse und Bewertung der Nachhaltigkeit und Resilienz von Verstärkungsmaßnahmen mit neuen Verbundwerkstoffen erarbeitet.

Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations The Research Training Group GRK 2250/1 „Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety“ aims at the development of novel strengthening materials with various types of fiber reinforcement for enhancing the impact resistance of the critical infrastructure. Adequate testing methods and evaluation protocols are developed for a fundamental mate­rial characterization including the rate effects. The ex­ perimental results form an important basis for formulating nume­rical models for simulations of the composites, strengthening layers and concrete elements by linking different space and time scales. Finally, methods for evaluating the sustainability and resilience of the developed strengthening solutions and materials are developed.

Stichworte Impakt; Verstärkung; mineralisch gebundene Komposite; Textilbewehrung; Kurzfaserbewehrung; experimentelle Methoden; numerische Modellierung; Nachhaltigkeit

Keywords impact; strengthening; mineral-bonded composites; textile reinforcement; short-fiber reinforcement; test methods; numerical modelling; sustainability

1 Einleitung

katastrophen oder Terroranschläge, besteht weltweit dringender Handlungsbedarf im Hinblick auf die Gewährleistung der Sicherheit der Menschen und der für ihr Leben wichtigen Infrastruktur.

Die meisten heute existierenden sowie in Bau bzw. Planung befindlichen Gebäude und Bauwerke bestehen aus Beton oder Stahlbeton. Neben vielen Vorteilen dieser Bauweise weist sie auch einen bedeutenden Nachteil auf, und zwar einen relativ geringen Widerstand gegen kurzzeitdynamische Belastungen, wie z. B. Impakt, Detona­ tion oder Erdbeben. Dies ist in erster Linie auf die Sprödigkeit des Werkstoffs Beton zurückzuführen. Angesichts der stets zunehmenden Gefahr des Eintretens solcher dynamischer Beanspruchungen, beispielsweise durch Natur­

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DOI: 10.1002/best.202000074

Einem Impakt entgegenzustehen bedeutet, dessen kinetische Energie wirksam umzuwandeln. Hierfür müssen sich sowohl die Werkstoffe als auch die Konstruktion duktil verhalten und dabei eine ausreichende Restfestigkeit (Werkstoff) und Resttragfähigkeit (Konstruktion) aufweisen, wie in Bild 1 veranschaulicht. Darüber hinaus dürfen keine oder nur geringe Abplatzungen bzw. Frag-

Bild 1 Impaktwiderstand eines Stahlbetonbauteils a) ohne und b) mit applizierter Verstärkungsschicht durch mineralisch gebundene Komposite Impact resistance of a reinforced concrete element a) without and b) with strengthening layers made of mineral-bonded composites

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I. Curosu et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Materialebene

Bild 2 15 mm dicke Textilbetonplatte mit zwei Lagen Carbontextilgelege, die zur Veranschaulichung nicht komplett im Mörtel eingebettet vorliegen 15 mm thick TRC slab with two layers of carbon textile, which are partly exposed for demonstration purpose

mentierungen auftreten, die die Menschen gefährden oder sonstige Schäden im Bauwerksinneren verursachen könnten.

Vor diesem Hintergrund wurde an der TU Dresden ein multidisziplinäres Forschungsprojekt ins Leben gerufen, dessen Vision es ist, die oben geschilderte Problematik durch die Entwicklung neuartiger, mineralisch gebundener, duktiler Komposite zu lösen. Diese sollen als flächige dünnschichtige Verstärkungen auf die bestehenden Kon­ struktionselemente appliziert werden und dadurch deren Impaktresistenz drastisch erhöhen. Aufgrund erzielter Vorarbeiten, zusammengefasst in diesem Abschnitt und in Abschn. 2.1, wurden dafür Textilbeton (engl.: Textile Reinforced Concrete, TRC) und hochduktiler Kurzfaserbeton (engl.: Strain-Hardening Cement-based Composites, SHCC) als erfolgversprechende Ausgangsbasis identifiziert.

Textilbeton besteht aus feinkörniger zementgebundener Matrix und kontinuierlichen zweidimensionalen oder dreidimensionalen Textilgelegen aus Carbon, AR-Glas bzw. polymeren Multifilamentgarnen [1, 2], Bild 2. Er zeichnet sich durch ein quasiduktiles dehnungsverfestigendes Zugverhalten aus. Die Zugfestigkeit des TRC hängt von Fasermaterial, Art der Tränkung und dem Bewehrungsgrad ab, während das Ausmaß an multipler Rissbildung und die Rissbreiten durch die Textilgeometrie und -steifigkeit sowie den Garn-Matrix-Verbund bestimmt werden.

Herkömmliche Textilbewehrungen weisen hinsichtlich der Applikation als Verstärkungsschicht zur Erhöhung des Impaktwiderstands ein anisotropes Verhalten und eine relativ grobe Maschengröße auf und können daher die Mörtelabsprengungen bei hochdynamischen Beanspruchungen nicht effektiv hemmen. Die zusätzliche Einbettung disperser Kurzfaserbewehrung kann nicht nur mögliche Abspaltungen verhindern, sondern auch die Erstrissspannung und sogar die Zugfestigkeit von TRC erheblich steigern sowie die multiple Rissbildung fördern [3]. Solche Verbundwerkstoffe werden im Weiteren als Betone/Komposite mit hybrider Bewehrung bezeichnet.

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Bild 3 Typisches Spannungs-Dehnungsverhalten von konventionellem Faser­beton und hochduktilem Beton; nach Mechtcherine [5] Typical stress-strain behavior of a conventional fiber reinforced concrete and SHCC; adopted from Mechtcherine [5]

Ein Beispiel für kurzfaserbewehrte mineralisch gebundene Komposite sind hochduktile Betone [4, 5]. Dank der gezielten Auswahl von Hochleistungspolymerfasern mit extrem kleinem Durchmesser sowie der passenden Einstellung der Matrix- und Verbundeigenschaften zeichnen sich SHCC bei Zugbelastung durch ein dehnungsverfestigendes Verhalten mit ausgeprägter multipler Rissbildung und Bruchdehnungen von bis zu 5 % aus, Bild 3. Im Vergleich zu TRC weisen SHCC zwar eine deutlich niedrigere Zugfestigkeit auf, deren hohe Duktilität qualifiziert das Material jedoch für die Bauteilverstärkung gegen energiereiche Impaktbelastungen.

Die Kombination von SHCC und Textilbewehrung verspricht die Vorteile der Verbindung beider Bewehrungskonzepte: hohe Zugfestigkeit und Bruchdehnung sowie hohe Steifigkeit im gerissenen Zustand und geringe Rissbreiten mit komplett verhinderter Fragmentierung bzw.

Abspaltung. Diese Materialkombination lässt sich je nach Anwendungsfall durch verschiedene Verfahren aufbringen, wie z. B. Spritzen und Laminieren [6]. Die zudem nicht rostenden Bewehrungen aus Carbon oder Polymer begünstigen die Applikation in Form von dünnen (ca.

20 mm), aber sehr wirksamen Schichten mit geringem Eigengewicht [7].

Bereits vorhandene Erfahrungen mit SHCC und TRC sind für ihre adäquate Anwendung als Verstärkungsschichten gegen Impaktbelastungen nicht ausreichend. Die Komplexität der Komposite und der bei hochdynamischen Beanspruchungen der verstärkten Bauteile auftretenden Phänomene verlangen einen ganzheitlichen Ansatz. Dieser muss den gesamten Skalenbereich, ausgehend von den Werkstoffkomponenten bis hin zum Bauwerk, umfassen sowie unbedingt Nachhaltigkeitsaspekte einschließen. Ein solches Vorgehen kann nur durch die Bündelung der wissenschaftlichen Kompetenzen aus verschiedenen Fachgebieten erfolgen. Deswegen wurde ein auf neun Jahre ausgelegtes Graduiertenkolleg der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) initiiert; das GRK 2250 startete seine Arbeit im Mai 2017 [8]. Den Kern des Kollegs der ersten dreijährigen Phase bilden zwölf Promotionsprojekte, die jeweils einem der drei in Bild 4 farblich gekennzeichne-

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ne Arten von anorganischen Bindemitteln, wie Zement, reaktive Zusatzstoffe und Geopolymere. Um die Dehnungsverfestigung und multiple Rissbildung bei relativ geringen Fasergehalten von 1 bis 2 Vol.- % sicherzustellen, müssen die Fasern eine hohe Zugfestigkeit, einen kleinen Durchmesser und adäquate Oberflächeneigenschaften besitzen [9]. Beispiele hierfür sind Hochleistungsfasern aus Poly-Vinyl-Alkohol [10] und Polyethylen mit Ultra-Hoher Molekularer Masse (UHMWPE, kurz PE) [9]. Dichte und Festigkeit der Matrix werden in Abhängigkeit von Faserschlankheit und Hydrophilizität der Faseroberflächen angepasst.

Bild 4 Promotionsprojekte und Struktur der ersten dreijährigen Phase des GRK 2250 Doctoral projects and structure of the first three-years phase of the GRK 2250

ten Bereiche zugeordnet werden können: experimentell, numerisch und messtechnisch/empirisch.

Im vorliegenden Aufsatz sind die Ziele, Methoden und gewonnenen Ergebnisse auf Mikro- und Mesoskalen (Mate­rialebene) zusammengefasst. Die wichtigsten experimentellen und numerischen Erkenntnisse auf Makroskala (Bauteilebene) werden in einem weiteren Aufsatz in dieser Ausgabe dargestellt [7].

2

Bewehrungen für mineralisch gebundene Komposite

2.1

Vorarbeiten zur gezielten Faserauswahl für hochduktile Betone

Das günstige mechanische Verhalten von SHCC wird durch eine gezielte Abstimmung der Eigenschaften der mineralisch gebundenen Matrix, der kurzen Bewehrungsfasern und der Interphase zwischen beiden Komponenten erreicht. „Mineralisch gebunden“ steht für verschiede-

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I. Curosu et al.: Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations

Die für den quasistatischen Belastungsfall optimierte Kompositzusammensetzung ist jedoch meist nicht optimal im Hinblick auf den Impaktwiderstand des Komposits, da seine Komponenten – Polymerfasern, Matrix und Faser-Matrix-Verbund – unterschiedliche Dehnratensensitivitäten aufweisen [11]. Eine eingehende Charakterisierung des ratenabhängigen mechanischen Verhaltens der Komponenten bildet die Voraussetzung für das gezielte Werkstoffdesign impaktresistenter SHCC. Bild 5 zeigt als Beispiel das Spannungs-Dehnungsverhalten zweier SHCC, bewehrt mit 2 Vol.- % PVA- bzw. PE-Fasern unter quasi­ statischer (Dehnrate 0,001 s–1) und Impakt-Zugbeanspruchung (120 s–1). Dank dem ausgebildeten chemischen Verbund zwischen den hydrophilen PVA-Fasern und der normalfesten zementgebundenen Matrix weisen die PVASHCC unter quasistatischer Belastung im Vergleich zu PE-SHCC höhere Erstrissspannung und Zugfestigkeit sowie eine ähnliche Bruchdehnung auf. Unter hohen Dehnraten bringt die Mischung mit PVA-Fasern zwar eine Zunahme der Nachrisszugfestigkeit hervor, jedoch auch eine dramatische Abnahme von multipler Rissbildung und Bruchdehnung. Im Gegensatz zu den quasistatisch geprüften Probekörpern, die Faserversagen zeigten, wiesen die Bruchflächen des dynamisch geprüften PVASHCC einen vollständigen Faserauszug auf [11].

Für den SHCC mit hydrophoben PE-Fasern wird vergleichsweise eine ganz andere Entwicklung beobachtet.

Der schwache Faser-Matrix-Verbund bedingt eine recht moderate Leistung dieser SHCC-Art unter quasistatischer

Bild 5 Einfluss der Dehnrate auf das Zugverhalten von normalfestem SHCC mit a) PVA-Fasern und b) PE-Fasern; nach Curosu et al. [11] Influence of strain rate on the tensile behavior of normal-strength SHCC made with a) PVA-fibers and b) PE fibers; adopted from Curosu et al. [11]

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Belastung. Die dramatische Erhöhung der Dehnrate führt zu einer überproportionalen Steigerung der Festigkeit des Faser-Matrix-Verbunds im Vergleich zur Festigkeit von Fasern und Matrix und dadurch zu günstigeren mikromechanischen Verhältnissen. Auf der Kompositebene kann deswegen unter Impaktbeanspruchung eine erhebliche Steigerung von Zugfestigkeit, Bruchdehnung und Bruchenergie (hier: Fläche unter den Spannungs-Dehnungskurven) sowie eine ausgeprägtere multiple Rissbildung erzielt werden, Bild 5b).

2.2

Entwicklung und Erprobung nachhaltigerer Kurzfaserbewehrungskonzepte

Vor diesem Hintergrund werden die Herstellung von Fasern mit erhöhter Oberflächenrauigkeit und die Charakterisierung dieser Fasern in Kompositproben unter quasistatischen und dynamischen Belastungen in weiteren Untersuchungen verfolgt.

2.3 Textilbewehrung Als Betonbewehrung kamen bisher meist die für quasistatische Belastung optimierten 2D-Gelege aus hochfesten und steifen Materialien (Carbonfaser, Glasfaser) zum

Quelle: a), b) Steffi Preßler / Leibniz Institut für Polymerforschung (IPF) Dresden

Den Vorteilen der oben aufgeführten und anderen Hochleistungsfasern (z. B. aus Aramid oder PBO-Fasern [9]) stehen eine aufwendige und damit preisintensive Her­ stellung als Nachteile gegenüber. Deswegen werden im GRK 2250 Polypropylenfasern (PP-Fasern) als eine Alternative betrachtet. Sie zeigen zwar eine geringere mechanische Leistung, sind aber im Schmelzspinnverfahren sehr preiswert herstellbar, besitzen eine hohe chemische Beständigkeit, sind recyclingfähig und bieten damit ein großes Potenzial, zukünftig auch recycelte Rohstoffe für ihre Produktion einzusetzen. Darüber hinaus könnte der viskoplastische Charakter dieser Fasern deutlich verbesserte mechanische Eigenschaften bei höheren Dehnraten sichern. Im Rahmen des Graduiertenkollegs werden grundlegende Untersuchungen zu Einflüssen von Faserdurchmesser und -geometrie, Oberflächenstruktur sowie

chemischer Oberflächenmodifizierung der PP-Fasern auf deren Zugverhalten und Faser-Matrix-Wechselwirkung durchgeführt. Die Verbundeigenschaften werden durch Einzelfaserauszugsversuche bei unterschiedlichen Dehnraten charakterisiert. Es zeigt sich dabei, dass die durch hohe Verstreckungsgrade im Spinnprozess erzeugten hohen Zugfestigkeiten und Elastizitätsmodule auch zu einer erhöhten Energieadsorption während des Faserauszugs führen (Bild 6) [12]. Zudem wird während des Verstreckens in großen Faserbereichen auch eine Strukturierung der Oberfläche beobachtet. Die Zunahme der Oberflächenrauigkeit führt bei Faserauszug zu einer verstärkten mechanischen Verhakung und wird als wesentlicher Mechanismus des Slip-Hardening-Effekts im Versagensprozess von SHCC identifiziert [13]. Chemische Modifikationen der Oberfläche zur Verbesserung der Benetzbarkeit und Anbindung führen nur bei niedrigen Dehnraten zu einer intensiveren Faser-Matrix-Wechselwirkung.

Bild 6 REM-Aufnahmen der Oberflächen von PP-Fasern bei a) niedrigem und b) hohem Verstreckungsgrad sowie c), d) resultierende Kraft-Verschiebungs­ kurven von Einzelfaser-Auszugsversuchen aus Betonmatrix Influence of the drawing ratio during PP-fiber spinning on surface roughness: SEM-images of PP-fiber surfaces produced with a) low and b) high drawing ratio with c), d) corresponding force-displacement curves of single fibers pullout out test of concrete matrix

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Einsatz, die eine relativ geringe Dehnungskapazität be­ sitzen. Im Rahmen des GRK 2250 werden innovative Textilien entwickelt, die die Energieabsorption impakt­ belasteter Betonbauteile durch Ausnutzung vielseitiger Textileigenschaften effizient steigern können. Es werden hochduktile Werkstoffe (Stahl, PE) verwendet sowie technologische Lösungen für deren Verarbeitung erarbeitet. So wurden Gelege aus PE hergestellt und geprüft, die eine deutlich höhere inelastische Verformbarkeit der Komposite ermöglichen (vgl. Abschn. 3.1).

Neben 2D-Gelegestrukturen werden neuartige gewebte zellulare 3D-Bewehrungen geschaffen. Die räumliche Gestaltung als eine Art lasttragendes Mikrofachwerk ermöglicht ein effizientes Absorbieren der Impaktenergie [14].

Um ein tiefgreifendes Verständnis von Material-StrukturEigenschaftsbeziehungen sowie Methoden für anforderungsgerechte Systemauslegung hervorzubringen, werden die Verstärkungstopologien systematisch entwickelt [15] und deren Energieabsorption bezüglich Materialeigenschaften und Textilparametern theoretisch bewertet. Bild 7 stellt repräsentativ eine solche 3D-Bewehrungsstruktur dar, die eine gleichmäßige Kraftverteilung und geeignete Biege-, Druck- sowie Schubbelastbarkeiten sowie ein sehr hohes Energieabsorptionsvermögen aufweist.

Der günstige Impaktwiderstand der mit zellularen 3DDrahtstrukturen bewehrten Betonbauteile wurde durch

hohe plastische Verformungen und gleichmäßige Rissbildung experimentell bestätigt. Für eine weitere Energieabsorptionssteigerung sind hybride 3D-Bewehrungen vorgesehen, bei denen verschiedene Materialien kombiniert werden.

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I. Curosu et al.: Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations

In laufenden Untersuchungen werden 3D-Bewehrungen mit in Belastungsrichtung gradienten Eigenschaften entwickelt und mit textilbasierten, hochgradig strukturinte­ grierten Sensornetzwerken funktionalisiert.

3

Experimentelle Materialcharakterisierung

3.1

Quasistatische Referenzuntersuchungen

Die Referenzkennwerte der untersuchten Materialien werden in quasistatischen Versuchen an verschiedenen Betrachtungsebenen ermittelt. Es werden die mechanischen Eigenschaften der einzelnen Bestandteile der mineralisch gebundenen Komposite – Matrix, Kurzfaser, Garne und Textil – sowie deren Interaktionen bzw. Auszugsverhalten und schließlich das Verhalten der damit entwickelten Verbundwerkstoffe erfasst und beurteilt.

Eine zentrale Fragestellung im Hinblick auf das Materialdesign bezieht sich auf die synergetische Zusammenwirkung der dispersen und kontinuierlichen Faserbewehrungen. Hierfür werden verschiedene Kombinationen von

Bild 7 Entwicklung gewebter Pyramidenstruktur als 3D-Bewehrung für Verstärkungsschichten Development of woven pyramidal structure as 3D-reinforcement for strengthening layers

Bild 8 a) Aufbau eines quasistatischen Zugversuchs; b) Zugtragverhalten eines hochfesten SHCC ohne Carbontextil sowie mit einer Lage Carbontextil und TRC und c) Rissbilder unmittelbar vor dem Bruch, gewonnen durch photogrammetrische Bildsequenzanalyse; nach Gong et al. [16] a) Quasi-static tension test setup for textile-reinforced specimens, b) curves of a high-strength SHCC without and with one layer of carbon textile and TRC; c) crack pattern provided by Digital Image Correlation; adopted from Gong et al. [16]

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SHCC und Textilien untersucht [16]. Zum Einsatz kommen hochfeste zementgebundene Matrices, kurze Polymerfasern aus PE, PBO und PP sowie unterschiedliche Arten von Carbon- bzw. PE-Textilien sowie 3D-Strukturen aus Stahldrähten. Die Untersuchung von zahlreichen Materialvariationen soll eine wirtschaftliche und ökologische Optimierung dieser Komposite hinsichtlich Fasergehalt und -art ermöglichen, indem auch die Frischbeton­ eigenschaften mit Blick auf die Applikation dieser Mate­ rialien beleuchtet werden.

Bild 8 zeigt das Materialverhalten eines hochfesten SHCC mit 6 mm langen PE-Fasern mit einem Volumengehalt von 2 %, ohne und mit Textilbewehrung (1 Lage Carbontextil SITgrid 040 von V.FRAAS, Bewehrungsgrad 0,75 %).

Die Textilbewehrung verbessert die multiple Rissbildung bei geringeren Rissbreiten und führt zu erheblich höherer Zugfestigkeit (Bild 8). Die angemessene Verbundfestigkeit zwischen polyacrylgetränkten Garnen und SHCC sorgt für eine Kompatibilität der Verformungen der Komponenten bis zum Versagen des Textils. TRC ohne Kurz­ faserbewehrung zeigt dagegen nur wenige, sehr breite Risse sowie eine ausgeprägte Delamination der Matrix vom Textil.

Bei einer geringen Verbundfestigkeit zwischen Garn und SHCC, festgestellt bei Textilien mit Styrol-ButadienTränkung (TUDALIT-BZT2 von V. Fraas [17]), kann das Versagen des Textils durch die ununterbrochene Verformung und multiple Rissbildung in SHCC maskiert werden, wie die rote Kurve in Bild 9 zeigt. Zwar sinkt das Spannungsniveau mit dem Reißen des Carbontextils deutlich, jedoch erfolgt keine Versagenslokalisierung im hochfesten SHCC. In diesem Zusammenhang ist bemerkenswert, wie anders sich das gleiche SHCC-Material in Kombination mit einer Lage Textil aus PE verhält, Bild 9. Zum unmittelbaren

Vergleich wurde das Polymertextil analog dem Carbontextil TUDALIT-BZT2 mit denselben geometrischen Eigenschaften, einschließlich Filamentzahl und Tränkung, gefertigt. Gegenüber Carbonfasern weist die PE-Faser eine dreifache Dehnungskapazität bei nahezu gleicher Zugfestigkeit auf. Im Gegensatz zum mit Carbon verstärkten SHCC überschreitet die Verformbarkeit des Poly­ mertextils das Verformungsvermögen des SHCC, was durch die vorzeitige Risslokalisierung trotz der weiteren Dehnungsverfestigung erkennbar ist. Der niedrigere E-Modul der PE-Filamente von ca. 80 GPa im Vergleich zum E-Modul der Carbonfasern (170 GPa) lässt zudem breitere Rissöffnungen zu, vgl. gestrichelte Kurven in Bild 9. Als Dehnung wird im Diagramm das Verhältnis zwischen der axialen Verformung im Messbereich zur ursprünglichen Länge angegeben. Die Kurvenabschnitte nach der Versagenslokalisierung wurden zur Veranschaulichung in den Diagrammen bewusst beibehalten, für sie gilt der Begriff Dehnung jedoch nicht.

Ob eine derart hohe Duktilität im Hinblick auf die Verstärkung gegenüber Impakt effektiv ausgenutzt werden kann, wird in weiteren experimentellen und numerischen Untersuchungen auf Bauteilebene geklärt werden [7]. Darüber hinaus wird weiterhin geprüft, ob solche Komposite auch als seitliche Schubverstärkung auf stoßbeanspruchten Stahlbetonträgern oder bei lokalen Impaktbeanspruchungen an der dem Impakt zugewandten Seite von Stahlbetonbauteilen – bei der die Schub- und Druckspannungen dominieren – die notwendige Schutzwirkung entfalten.

3.2

Materialcharakterisierung unter kurzzeitdynamischen Belastungen

Für quasiduktile Werkstoffe, die eine hohe Verformbarkeit durch multiple Rissbildung sowie heterogene und

Bild 9 Quasistatisches Zugverhalten von SHCC mit einer Lage Carbontextil bzw. PE-Textil; die gestrichelten Kurven stellen die verformungsabhängige Entwicklung der mittleren Rissbreiten dar Quasi-static tensile behavior of SHCC with one layer of textile made of carbon and PE, respectively; the dashed curves indicate the deformationdependent development of the average crack widths

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Bild 10 a) Prinzip des neu entwickelten Split-Hopkinson-Tension-Bars, hier mit einer plattenförmigen textilbewehrten SHCC-Probe; b) zugehörige SpannungsDehnungskurve und c) photogrammetrisch ausgewertetes Rissbild kurz vor der Risslokalisierung; nach Heravi et al. [19] a) Split Hopkinson tension bar – setup for a planar SHCC specimen with textile reinforcement, b) corresponding stress-strain diagram and crack pattern prior to failure localization evaluated with Digital Image Correlation technique; adopted from Heravi et al. [19]

anisotrope Eigenschaften aufweisen, müssen geeignete dynamische Prüfmethoden zielführend entwickelt werden. Die Hopkinson-Bar-Prüfanlagen in verschiedenen Ausführungen werden für diese Materialprüfung am häufigsten verwendet [18]. Die Versuche und gebräuchlichen Auswertemethoden basieren auf der einaxialen Wellenausbreitung. Für quasiduktile Werkstoffe wie SHCC müssen sowohl die Belastungswelle als auch die Eingangs- und Ausgangsstäbe eine ausreichende Länge für die Ermittlung des Verlaufs der Belastungswelle und der Materialantwort in Form von Kraft-Verformungskurven ermöglichen. Außerdem müssen die Probenmaße einerseits zwecks Erreichen des dynamischen Spannungsgleichgewichts und Verringerung der Trägheitseffekte begrenzt werden und anderseits im Hinblick auf die Materialbeschaffenheit und das Bruchverhalten repräsentativ sein.

Während die Zugversuche an Beton und SHCC an zylindrischen Proben durchgeführt werden können, die den gleichen Durchmesser wie die Eingangs- und Ausgangsstäbe besitzen, stellen die Versuche an textilbewehrten Proben eine zusätzliche Herausforderung hinsichtlich des Versuchsaufbaus dar. Sie erfordern plattenförmige Probengeometrien, wodurch Adapter zu den runden Stäben 10. Ähnliche Anforderungen notwendig werden, Bild treten auch bei den Schubversuchen auf, bei denen spezielle Nachrüstungen/Gestelle zwischen die Eingangs- und Ausgangsstäbe eingebaut werden müssen, oder bei den Garnauszugversuchen, deren Proben abrupte geometrische, impedanzbezogene Diskontinuitäten aufweisen. In allen diesen Fällen wird die einaxiale Wellenausbreitung durch verschiedene eingebaute Teile gestört. Damit ist die ausschließlich wellenbasierte Auswertung nicht mehr zuverlässig [19]. Eine adäquate zusätzliche Messtechnik, wie die optischen Messungen mit Extensometer und High-Speed-Kameras, sind für die Erfassung der Probenverformung in Abhängigkeit von der übertragenen Kraft unabdingbar. Die High-Speed-Kamerasysteme ermöglichen außerdem eine detaillierte räumliche und zeitliche Auswertung der Rissentwicklung im Prüfkörper.

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Die Prüfung von textilbewehrten Proben stellt eine Herausforderung nicht nur durch ihre Geometrie, sondern auch durch die Inkompatibilität unter der Bedingung der kleinen Probenlänge dar. Die mangelnde Verankerung der Textilgarne in kurzen Proben ermöglicht keine optimale Ausnutzung der Textilbewehrung und folglich keine komplette Materialcharakterisierung.

Die wichtigsten Anforderungen an solche komplexen Versuchskonfigurationen sowie die grundlegenden Mechanismen und dynamischen Phänomene konnten in expe­rimentell-numerischen Untersuchungen erschlossen werden. Bis zur Erarbeitung von experimentellen Lösungen für textilbewehrte Komposite unter Impaktbelastung kann die Abschätzung des Materialverhaltens mithilfe von numerischen Modellen genutzt werden, die die Eigen­ schaften und Dehnratenabhängigkeiten jeder Kompo­ nente (Matrix, SHCC, Garn und Garn-Matrix-Verbund) als Eingangsparameter verwenden.

4

Numerische Mehrskalen-Modellierung

Zentrales Ziel in der numerischen Simulation impakt­ belasteter mineralisch gebundener Komposite ist es, die grundsätzliche Funktionsweise der Verbundwerkstoffe unter dynamischer Last besser zu verstehen, virtuell zu untersuchen und ein Werkzeug zur gezielten Material­ optimierung zu schaffen. Dazu werden auf verschiedenen Skalen und zudem skalenübergreifend numerische An­ sätze entwickelt. Soll die Interaktion zwischen Fasern und zementgebundener Matrix modelliert werden, so ist dies auf mesoskopischer Ebene erforderlich. Hier wird zunächst unterschieden zwischen Gesteinskörnung, ze­ mentgebundener Matrix und, im Fall des SHCC, den Fasern. Die Anordnung von Kurzfasern ist zufällig. Neben diesen geometrischen Gegebenheiten sind die Materialbzw. Verbundeigenschaften der Komponenten zu berücksichtigen, insbesondere die Zugfestigkeit der zement­ gebundenen Matrix und das Verbundverhalten zwischen Matrix und Fasern. Ein Beispiel der gebräuchlichen FiniteBeton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 51

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Bild 11 Mesoskopische 2D-Modellierung von faserbewehrtem Beton Mesoscopic 2D modelling of fiber reinforced concrete

Elemente-Modellierung für 2D ist schematisch in Bild 11 dargestellt.

Zugrunde liegt ein regelmäßiges Netz für das Kontinuum aus Zementmatrix und Gesteinskörnung, deren unterschiedliche Eigenschaften auf der Integrationspunktebene der Kontinuumselemente vertreten werden. Die Rissbildung in Elementen mit überwiegendem Anteil der zementgebundenen Matrix wird durch den Ansatz „strong discontinuity approach (SDA)“ in Abhängigkeit von der Belastungsgeschichte nachgebildet. Einzelne Fasern werden durch eine Reihe von Stabelementen modelliert, deren Knoten unabhängig von denen der Kontinuumselemente angeordnet werden. Die Kopplung erfolgt durch spezielle Verbundelemente, die ein nichtlineares Verbundverhalten in Faserlängsrichtung und Separierung in Querrichtung darstellen.

Dieser Ansatz wird auch für die numerische Simulation von SHCC-Prüfkörpern verwendet. Dabei wird einerseits die Gesteinskörnung vernachlässigt, da die Mischung ein Größtkorn unter 1 mm aufweist. Andererseits wird ein Fasergehalt von 2 Vol.- % zugrunde gelegt, was in typischen Datensätzen die Modellierung von ca. 105 Fasern und einen entsprechenden Rechenaufwand bedingt. Es zeigte sich, dass eine derartige Modellierung die numerische Simulation experimenteller Untersuchungen erlaubt [20, 21]. Damit ergeben sich die Grundlagen für weiterführende Parameterstudien zum besseren Verständnis des mechanischen Verhaltens von SHCC. Zur Analyse des dynamischen Verhaltens von SHCC wird eine Mehrskalenmethode entwickelt, die die Berücksich­tigung der Trägheitskräfte auf Mikroskala in Kopplung mit makroskopischen dynamischen Belastungszuständen zulässt. Die Methode basiert auf Homogenisierungsvorschriften, die aus einer erweiterten Formulierung der Hill-Mandel-Bedingung erhalten werden, auf deren konsistenten Linearisierungen [22] sowie auf ausgewählten Nebenbedingungen für die Verschiebungen auf der Mikroskala zur kinematischen Skalenkopplung.

Sie wird durch die Simulation eines Metamaterials validiert, vgl. [23], welches durch spezielle Resonanzeigen52

schaften auf der Mikroskala frequenzabhängiges makro­ skopisches Verhalten aufweist. Die erarbeitete Mehr­ skalenmethode wird ferner zur virtuellen Untersuchung der dynamischen Eigenschaften von SHCC verwendet.

Hierzu werden auf der Mikroskala bisherig vorhandene Modelle eingesetzt, welche ein grundsätzliches Reißen der Matrix sowie ­einen ratenabhängigen Faserauszug nur in stark vereinfachter Form abbilden können. Als Berechnungsbeispiel wird ein Split-Hopkinson-Bar-Versuch reproduziert, wie in Bild 12a) dargestellt. Durch die Homogenisierungsmethode können die verschiedenen dynamischen Einflüsse separat untersucht werden. Bild 12b) zeigt den zugehörigen Vergleich der dynamischen Simulation mit einer ­ quasistatischen Rechnung. Außerdem werden der Einfluss der Belastungsfunktion (Bild 12c)), des ratenabhängigen Materials (Bild 12d)) und der Mikroträgheit (Bild 12e)) untersucht. Auch wenn die numerischen Ergebnisse noch nicht im Detail mit den experimentellen Messungen übereinstimmen, zeigt sich, dass die entwickelte Methode unter Berücksichtigung kom­ plexerer mikromechanischer Modelle eine große Hilfe für die Interpretation der makroskopisch gemessenen Daten durch virtuelle Analyse auf der Mikroskala darstellen kann.

Diese Entwicklungen stellen einen wesentlichen Fortschritt im Vergleich zum State-of-the-Art der numerischen Modellierung dar und bieten neue Erkenntnisse zu den Materialparametern, die einen signifikanten Einfluss auf das Spannungs-Dehnungsverhalten von SHCC haben.

Zur Untersuchung der mesoskopischen Verbundmechanismen von TRC sowie zur Charakterisierung des effektiven Tragverhaltens auf Strukturebene wird ein numerisches FE-Modell eines entsprechenden representative volume element (RVE) entwickelt. Hierfür wird die Geometrie des RVE aus dem geschichteten und periodischen Aufbau der Mesostruktur abgeleitet. Weiterhin werden geeignete Materialmodelle zur Beschreibung der dominanten mechanischen Charakteristiken der Grundwerkstoffe formuliert. Hierbei werden die Textilgarne als transversal isotrop elastisch beschrieben. Für die Feinbetonmatrix wird das in [24] vorgestellte gradienten-erweiterte Microplane-Modell verwendet, welches das plastische sowie schädigungsmechanische Verhalten von Beton unter multiaxialer Beanspruchung gut abbildet. Die Verbundmechanismen an den Materialgrenzflächen werden durch eine geeignete Interfaceformulierung erfasst, welche Ablöse- und Reibungseffekte sowie Kontakt berücksichtigt. Die Parameter der konstitutiven Modelle werden anhand entsprechender Materialdatenblätter und experimenteller Ergebnisse kalibriert. Auf Grundlage des entwickelten TRC-RVE werden das Schädigungs- sowie Tragverhalten der Verbundstruktur mittels numerischer Materialtests analysiert. Hierfür wird das RVE durch das Aufbringen eines definierten makroskopischen Verzerrungszustands mittels periodischer Randbedingungen belastet. Die effektive Materialantwort wird daraufhin durch einen numerischen Homogenisierungsansatz in Form der makroskopischen Spannungs-Verzerrungsbeziehung be-

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I. Curosu et al.: Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations

Bild 12 a) Skizze der zweiskaligen Finite-Elemente-Problemematik; Einfluss: b) der dynamischen Belastung; c) der Belastungsgeschwindigkeit; d) des dehnungs­ratenabhängigen Fasermodells und e) der Mikroträgheit; nach Tamsen et al. [22] a) Sketch of the two-scale finite element problem; the plots show the influence of: b) the dynamic loading, c) the loading rate, d) the strain ratedependent fiber model, and e) microscopic inertia effects; adopted from Tamsen et al. [22]

schrieben. Zudem ermöglicht die mesomechanische Analyse der Verbundstruktur einen tiefgreifenden Einblick in die Entwicklung lokaler Schädigungszonen und die einhergehende Kraftumverteilung. Die numerischen Mate­ rialtests bieten somit einen effizienten Ansatz zur skalenübergreifenden Strukturanalyse von TRC, wie sie in Bild 13 schematisch dargestellt ist und in [25] detailliert beschrieben wird. Durch die Verwendung geeigneter Materialmodelle wird der vorgestellte Ansatz zur Analyse hybrider Verstärkungsschichten und zu deren mesomechanischen Materialmodellierung unter multiaxialer und transienter Beanspruchung erweitert.

5 Nachhaltigkeitsbewertung Neue Verbundwerkstoffe und Verstärkungskonzepte können erst zur breiten Anwendung gelangen, wenn sie technische, finanzielle, ökologische und gesellschaftliche Vorteile gegenüber bestehenden Materialien und Systemen vorweisen können. Eine ganzheitliche Analyse und Bewertung von Maßnahmen zur Erhöhung der Impakt­ sicherheit von Beton- und Stahlbetonbauwerken durch dünne Schichten aus faserbewehrten mineralisch gebundenen Materialen entlang aller Nachhaltigkeitsdimensionen errichtet hierzu die erforderliche Wissensbasis. Die

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erzielten Analyseergebnisse sollen einerseits in die Entwicklung dieser neuen Verstärkungssysteme frühestmöglich integriert werden und anderseits vorbereitend als eine wirtschaftswissenschaftliche Basis für die künftige Markteinführung dienen.

Auf der Basis wissenschaftlicher Modellierungsansätze und in enger Abstimmung mit den am GRK 2250 vertretenen Ingenieurdisziplinen wird ein Nachhaltigkeitsbewertungskonzept geschaffen, welches die Entwicklungsphase begleitet und mithilfe iterativer Feedbackprozesse zu nachhaltigeren Verbundwerkstoffen führt (Bild 14).

Für die erforderliche Datenqualität wird im Rahmen der experimentellen Untersuchungen eruiert, wie methodisch mit Unsicherheiten und Datenlücken umgegangen werden kann.

Ausgangspunkt für die entwickelte Nachhaltigkeitsbewertung ist eine systematische Literaturrecherche zum Stand der Forschung hinsichtlich Sanierung, Verstärkung und Instandhaltung von Betonbauwerken. Es zeigte sich, dass die Mehrheit der identifizierten Studien eine substan­ zielle Einschränkung auf ökologische oder ökonomische Kriterien vornimmt und die soziale Nachhaltigkeits­ dimension nicht oder nur qualitativ bewertet. Für eine eige­ ne Pilotfallstudie zur Bewertung der ökologischen Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 53

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I. Curosu et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Materialebene

Bild 13 Schematische Darstellung numerischer mesomechanischer Materialtests an Textilbeton; nach Fuchs et al. [25] Illustration of numerical mesomechanical material tests on TRC; adopted from Fuchs et al. [25]

Bild 14 Bewertungsprozess und Aggregationsebenen einer ganzheitlichen Nachhaltigkeitsbewertung in der Entwurfsphase; in Anlehnung an Finkbeiner et al.

[26] und Lepech [27] Evaluation process and aggregation levels of a holistic sustainability assessment in the design phase; acc. to Finkbeiner et al. [26] and Lepech [27]

Nachhaltigkeit der entwickelten Verstärkungsmaterialien können einzelne Good Practices der Studien erkenntnisgewinnend Anwendung finden. Betrachtet wurden mit Kurzfasern und/oder Textilmaterialien bewehrte Probekörper. Zwischenergebnisse zeigen, dass damit eine Bewertung zur Materialauswahl in der Entwurfsphase ermöglicht werden kann (Bild 14). Eine besondere Rolle 54

kommt hierbei der geeigneten Definition der funktionellen Einheit zu.

Diese Arbeiten werden weiter vertieft, indem die Methodik schrittweise auf alle Nachhaltigkeitsdimensionen erweitert und für möglichst viele der untersuchten Mate­ rialzusammensetzungen und Verstärkungsmaßnahmen

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angewandt wird. Ferner soll zukünftig eine Resilienz­ bewertung komplementär zur Nachhaltigkeitsbewertung konzeptualisiert und in den Entwicklungsprozess inte­ griert werden.

6 Zusammenfassung Im DFG Graduiertenkolleg 2250 „Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite“ wird eine neue Generation von mineralisch gebundenen Faserverbundwerkstoffen und darauf basierende konstruktive Lösungen einschließlich der theoretischnumerischen Modellbildung für die Verstärkung von impaktgefährdeten bestehenden Bauwerken entwickelt.

Sie dient einer deutlichen Erhöhung der Sicherheit von Menschen und der wichtigen Infrastruktur unter Berücksichtigung wirtschaftlicher und ökologischer Gesichtspunkte. Der vorliegende Aufsatz fasst die in den letzten drei Jahren erzielten Ergebnisse auf der Materialebene zusammen. Die auf der Bauteilebene gewonnenen Erkenntnisse werden in einem komplementären Aufsatz dargestellt [7].

Zur In-situ-Messung und Auswertung von dynamischen Prozessen und Schädigungsmechanismen in impaktbelasteten Bauteilen werden in laufenden Untersuchungen gradiente 3D-Bewehrungen mit textilbasierten strukturintegrierten Sensornetzwerken geschaffen. In Bezug auf die Kurzfaserbewehrung wird die Grenzschicht von kurzen

Polymerfasern im Hinblick auf Rissüberbrückungsverhalten und Nachhaltigkeit gezielt weiterentwickelt. Außerdem werden mineralisch gebundene Komposite mit reduziertem Klinkergehalt untersucht. Die Verstärkungsleistung dieser Komposite wird auch an der dem Impakt zugewandten Seite geprüft, indem speziell entworfene Prüfkonfigurationen für Schub- und Druckversuche unter Impakt konzipiert und angewandt werden.

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I. Curosu et al.: Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations

Die bisher erarbeiteten numerischen Modelle werden für die Modellierung des Materialverhaltens und der Degradation hybrid verstärkter Betonverbundstrukturen unter Impaktbelastung erweitert. Die Simulation des Rissini­ tiierungs- und Rissfortschrittverhaltens auf Meso- und Makroebene wird mit gezielt hervorgebrachten Modellen im Rahmen der Erweiterten-Finite-Elemente-Methode unter­sucht.

Schließlich wird an einer multidimensionalen Bewertung der geschaffenen Verstärkungswerkstoffe und -systeme einschließlich der Formulierung eines Konzepts zur umfassenden Einschätzung der Resilienz gearbeitet.

Dank Die Autoren danken der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) für die Förderung des Graduiertenkollegs GRK 2250/1 – Projektnummer 287321140.

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und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 58–67. https://doi.org/­ 10.1002/best.​202000067 [8] Curosu, I.; Mechtcherine V.; Hering, M.; Curbach, M. (2019) Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety – overview of the format, goals and achievements of the Research Training Group GRK 2250 in: Pijaudier-Cabot et al. (Hrsg.) 10th International Conference on Fracture Mechanics of Concrete and Concrete Structures FraMCoS-X, Bayonne, Frankreich.

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Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 55

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I. Curosu et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Materialebene

Proceedings ECCM18 – 18th European Conference on Composite Materials, 24.–28. Juni, Athen, Griechenland.

[13] Wölfel, E.; Scheffler, C. (2019) Interphases in polypropylene and glass fiber reinforced cementitious model composites under dynamic loading in: Pijaudier-Cabot et al. (Hrsg.)

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Dordrecht: Springer Netherlands, pp. 113–131. RILEM State of the Art Reports. https://doi.org/10.1007/978-94007-0338-4_8

Autoren

Dr.-Ing. Iurie Curosu (Korrespondenzautor) iurie.curosu@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden Prof. Dr.-Ing. Viktor Mechtcherine mechtcherine@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden Duy M. P. Vo, M.Sc. duy.vo@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden Dr.-Ing. Cornelia Sennewald cornelia.sennewald@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden

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Prof. Dr.-Ing. habil. Dipl.-Wirt. Ing. Chokri Cherif chokri.cherif@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden Dipl.-Ing. Enrico Wölfel woelfel@ipfdd.de Leibniz-Institut für Polymerforschung Dresden. e. V. 01069 Dresden Dr.-Ing. Christina Scheffler scheffler@ipfdd.de Leibniz-Institut für Polymerforschung Dresden. e. V. 01069 Dresden Ting Gong, M.Sc ting.gong@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden

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Ali A. Heravi, M.Sc. ali.a.heravi@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden

Prof. Dr.-Ing. habil. Michael Kaliske michael.kaliske@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden

Dipl.-Ing. Erik Tamsen erik.tamsen@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Mechanik und Flächentragwerke 01062 Dresden

Dipl.-Vw. Christoph Scope christoph.scope@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Wirtschaftswissenschaften Professur für Nachhaltigkeitsmanagement und Betriebliche Umweltökonomie 01062 Dresden

Prof. Dr.-Ing. habil. Daniel Balzani daniel.balzani@rub.de Ruhr-Universität Bochum Fakultät für Bau-/Umweltingenieurwissenschaften Lehrstuhl für Kontinuumsmechanik 44801 Bochum

Prof. Dr. Edeltraud Günther guenther@unu.edu United Nations University UNU-FLORES 01067 Dresden

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I. Curosu et al.: Mineral-bonded composites for enhanced structural impact safety: material level investigations

Alaleh Shehni, M.Sc alaleh.shehni@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau 01062 Dresden Prof. Dr.-Ing. habil. Ulrich Häußler-Combe ulrich.haeussler-combe@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau 01062 Dresden Dipl.-Ing. Alexander Fuchs alexander.fuchs2@tu-dresden.de Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden

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Zitieren Sie diesen Beitrag Curosu, I.; Mechtcherine, V.; Vo, D. M. P.; Sennewald, C.; Cherif, C. ; Wölfel, E.; Scheffler, C.; Gong, T.; Heravi, A. A.; Tamsen, E.; Balzani, D.; Shehni, A.; Häußler-Combe, U.; Fuchs, A.; Kaliske, M.; Scope, C.; Günther, E. (2021) Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Materialebene. Beton- und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 45–57. https://doi.org/10.1002/best.202000074 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 17. August 2020; angenommen: 5. November 2020.

Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 57

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DOI: 10.1002/best.202000067

Marcus Hering, Silke Scheerer, Manfred Curbach, Duy Minh Phuong Vo, Cornelia Sennewald, Chokri Cherif, Frank Liebold, Hans-Gerd Maas, Aurel Qinami, Christian Steinke, Alexander Fuchs, Michael Kaliske, Iurie Curosu, Viktor Mechtcherine

AUFSATZ

Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Bauteilebene Ziel des seit 2017 durch die Deutsche Forschungsgemeinschaft (DFG) geförderten Graduiertenkollegs GRK 2250 ist die interdisziplinäre Erforschung von Methoden zur Erhöhung des Impaktwiderstands von Bauwerken durch nachträgliche Verstärkung.

Der vorliegende Beitrag gibt einen Einblick in die GRK-Forschung auf Strukturebene. Mineralisch gebundene Verstärkungsschichten wurden auf der dem Impakt abgewandten Bauteilseite untersucht. Als Material für diese Schichten kamen feinkörnige Matrices ohne und mit Kurzfasern zur Anwendung, deren Wirksamkeit in der Impaktverstärkung durch die Einbettung verschiedener Textilien variiert wurde. Derartig verstärkte Platten wurden in einer Fallturmanlage einer Impaktbelastung ausgesetzt. Ein wichtiger Indikator für die Effektivität einer Verstärkungsmethode ist die Beurteilung der Schädigung.

Hierzu wurde unter anderem eine Methode zur Analyse von Rissmustern durch Bildsequenzanalyse entwickelt. Die Experimente dienten des Weiteren als Referenz für die Simulation der Rissausbreitung in den impaktbeanspruchten Bauteilen mit der Phasenfeldmethode.

Impact safety of building structures through mineral-bonded composites: Structural level The aim of the Research Training Group GRK 2250 funded by the German Research Foundation is interdisciplinary research to increase impact resistance of existing structures by strengthening. The article at hand provides insight into research at structural level. Mineral-bonded strengthening layers were investigated on the face of the structure which was not hit by impactor. As material for these layers, fine-grained matrices without and with short fibres were used. Their effectiveness was varied by embedding different textiles. Strengthened reinforced concrete plates were subjected to impact loading in a drop tower facility. An important indicator for the effectiveness of strengthening is the degree of damage. For this purpose, a method for the analysis of crack patterns by means of image sequence analysis was developed. Furthermore, the ­experiments serve as a reference for the simulation of crack propagation in the strengthened plates by the phase field ­method.

Stichworte Bauteilverstärkung; Impaktbelastung; hochduktiler Beton; Textilbeton; Bildsequenzanalyse; Microplane-Interface-Formulierung; Phasenfeld-Ansatz; FE-Simulation

Keywords component strengthening; impact load; HS-SHCC; textile reinforced concrete; image sequence analysis; microplane interface formulation; phase field method; finite element simulation

1 Einleitung

Die bauliche Verstärkung gegen Impaktereignisse wird seit 2017 im von der DFG geförderten Graduiertenkolleg GRK 2250 „Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite“ [5] an der TU Dresden interdisziplinär erforscht. Einen Überblick über die GRK-Forschung auf der Materialebene gibt [6]. Auf Strukturebene arbeiten maßgeblich die Institute für Massivbau (IMB), Baustoffe (IfB), Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM), Photogrammetrie und Fernerkundung (IPF) und Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) zusammen. Im Folgenden werden ausgewählte Ergebnisse der gemeinsamen Forschung, die derzeit noch andauert, präsentiert.

Bauwerke sind unterschiedlichsten Belastungen ausgesetzt, diese werden in Planung und Ausführung berücksichtigt. Kritisch kann sein, wenn die Tragfähigkeit einer Struktur für einen Lastfall nachgewiesen werden muss, der zum Zeitpunkt der Planung nicht relevant oder nicht bekannt war. Ein solches Szenario können Anprall- bzw. Impaktereignisse infolge natürlicher oder anthropogener Ursachen sein. Um bauliche Strukturen dann trotzdem weiter nutzen zu können, müssen sie verstärkt werden.

An der TU Dresden wird seit vielen Jahren intensiv sowohl an der Untersuchung von Stoßvorgängen als auch an der Entwicklung innovativer Verstärkungsmethoden geforscht. Der Fokus liegt auf Verstärkungskonzepten auf Basis von hochduktilem Beton mit Kurzfasern (engl.: Strain-hardening cement-based composites, SHCC), vgl. z. B. [1], und von Textil-/Carbonbeton [2]. Für die Impaktforschung steht im Otto-Mohr-Laboratorium (OML) eine Fallturmanlage zur Verfügung [3, 4], in der zahlreiche Impaktversuche an Stahlbetonplatten unterschiedlicher Konfiguration durchgeführt wurden.

58

2 Probekörper 2.1 Stahlbetonplatten Im hier vorgestellten Experiment wurden Stahlbetonplatten mit einer Grundfläche von 1,50 m × 1,50 m untersucht. Die Referenzplatten waren 20 cm dick. Sie waren an Ober- und Unterseite und in Hauptspannrichtungen mit Bewehrungsstäben B500B, Nenndurchmesser 8 mm

© 2020 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1

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Die Platten wurden im Gießverfahren hergestellt. Mit Ausnahme der Referenzbauteile wurden die Unterseiten mit Waschbetonpapier versehen, um durch anschlie­ ßendes Abwaschen die für die nachträgliche Verstärkung erforderliche Oberflächenrauheit zu erzeugen. Die Platten verblieben sieben Tage mit PE-Folie abgedeckt in der Schalung. Anschließend wurden sie unter Außenluft­ bedingungen gelagert. Begleitende Standardversuche an Zylindern (h = 30 cm, ∅ = 15 cm) ergaben nach 28 Tagen eine mittlere Druckfestigkeit fcm von 39,2 N/mm2 (± 5,2 N/mm2) und zum Zeitpunkt der Bauteilprüfung nach frühestens 6 Monaten von 68,1 N/mm2 2 (± 4,2 N/mm ).

2.2 Verstärkungsschicht Die Erhöhung des Impaktwiderstands der Stahlbetonplatten erfolgte durch Applikation einer flächigen dünnen Verstärkungsschicht auf Basis mineralisch gebundener Komposite. Durch den Einsatz von textilen Bewehrungsstrukturen und polymeren Kurzfasern im dehnungsverfestigenden Beton (SHCC) kann die Energiedissipation wesentlich gesteigert sowie Betonabsprengungen auf der dem Impakt abgewandten Seite effizient verhindert werden [1].

Als Matrixmaterial der Verstärkungsschicht wurde ein speziell entwickelter hochfester SHCC (HS-SHCC) verwendet, der 2 % 6 mm lange UHMWPE-Fasern SK62 (Ultra­hochmolekulargewicht-Polyethylen, Dyneema) enthält [9, 10]. Drei Verstärkungsvarianten wurden unterschieden, Tab. 1. Die erste Variante (Platte PL127) bestand aus reinem HS-SHCC. In der Verstärkungsschicht der zweiten Platte PL128 wurden zusätzlich zwei Lagen 2D-Carbongelege SITgrid 008 (V.Fraas) mit der Bezeichnung TUDALIT-BZT2-V.FRAAS (BZT2) gemäß der allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung [11] eingebettet. Die Eigenschaften des Geleges sind in Tab. 1 und Bild 1 zusammengestellt.

Quelle: T. Gong/IfB

und Stababstand 100 mm, bewehrt. Die Betondeckung betrug 25 mm. Die Zielfestigkeitsklasse des Betons war C35/45. Ausführliche Informationen zu den Probekörpern enthalten [7, 8].

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M. Hering et al.: Impact safety of building structures through mineral-bonded composites: Structural level

Bild 1 Carbon- (links) und UHMWPE-Bewehrungsstruktur (rechts) Carbon (left) and UHMWPE textile reinforcement (right)

Als Bewehrung der Verstärkungsschicht der Variante 3, Kennzeichnung: PL129, wurden Filamentgarne Dyneema SK75 gewählt. Für Vergleichszwecke wurden am ITM technologische Lösungen erarbeitet, um eine UHMWPEGelegestruktur mit der gleichen Konfiguration, d. h.

Garnquerschnitt und Fadenabstände, wie das SITgrid 008 realisieren zu können, denn derzeit sind DyneemaSK75-Garne nur mit Feinheiten bis 264 tex am Markt verfügbar. Auf Basis der effektiven Garnquerschnittfläche wurde ermittelt, dass achtfaches Garn in Kett- (2.112 tex) und zweifaches Garn in Schussrichtung (528 tex) der Zielgarngröße am besten entspricht. Zur Erzielung dieser Garnquerschnittflächen mussten in Vorbereitung des Wirkprozesses die Garne zusammengefacht werden. Für die effiziente und reproduzierbare Fertigung wurde die Hochleistungs-Nähwirkmaschine Malimo 14024 mit Pa­ rallelschusseintragsystem genutzt. Der Kettfadenabstand kann nur in Abhängigkeit von der Maschinenfeinheit und vom Einzug eingestellt werden. Bei der vorhandenen Maschinenfeinheit E7 (7 Teilungen/Zoll) wurde jeder vierten Nadel ein Kettfaden zugeführt. Daraus ergab sich ein Kettfadenabstand von ca. 14,3 mm (Bild 1, rechts). Der Schussfadenabstand von 16 mm ließ sich unkompliziert über das programmierbare Verhältnis von Schusszufuhrzu Abzugsgeschwindigkeit realisieren. Unter Berücksichtigung der hohen Schnittfestigkeit und des relativ niedrigen Schmelzbereichs von UHMWPE wurde zum Abschneiden der Schussfäden die vorhandene mechanische Schere durch ein Heißdraht-Schneidgerät ersetzt.

Die Beschichtung der Gelege mit einer wässerigen Polymerdispersion (SBR) erfolgte offline auf der multifunktio-

Tab. 1 Parameter der Verstärkungsschichten Parameters of strengthening layers

Komponente

Platte Nr. PL127

PL128

PL129

HS-SHCC

Kurzfaser

UHMWPE, Dyneema SK62, ∅ 20 µm, 6 mm, 2 % Volumengehalt

Textilbewehrung

Material

–

Carbon

Dyneema SK75

Fadenfeinheit (Kette/Schuss) [tex]

–

3.300/800

2.112/528

Fadenabstand (Kette/Schuss) [mm]

–

12,7/16

14,3/16

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Beton- und Stahlbetonbau 116 (2021), Heft 1 59

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Quelle: M. Hering/IMB

Quelle: M. Hering/IMB

M. Hering et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Bauteilebene

Bild 4 Für die Versuchsdurchführung verwendeter Impaktor Impactor used for the experiment

Bild 2 Aufbau der Verstärkungsschichten, links: mit Gelege, rechts: ohne Gelege Structure of the strengthening layers, left: with fabric, right: without fabric

Bei den hier vorgestellten Experimenten wurde die Stoßbelastung mit der durch Luftdruck beschleunigten Modifikation der Fallturmanlage aufgebracht [3]. Als Impaktor wurde ein 380 mm langer Stahlzylinder mit einem Durchmesser von 100 mm und flacher Impaktorspitze (keine Krümmung oder Ausrundung) verwendet, Bild 4. Die Geschwindigkeit, mit der der Impaktor den Probekörper trifft, kann durch die Wahl des Ladedrucks der Anlage eingestellt werden. Er betrug für die in Abschn. 3 vorgestellten Platten 6 bar. Hieraus resultierte eine Auftreffgeschwindigkeit des Impaktors von ca. 54 m/s.

nellen Beschichtungsanlage der Fa. Coatema. Durch die lange Trockenstrecke kann das Gelege bei niedriger Temperatur materialschonend und prozesssicher beschichtet werden. Die 20 mm dicken Verstärkungsschichten, Bild 2, wurden im Laminierverfahren durch das IfB der TU Dresden auf die Grundkörper aufgebracht. Da die verwendeten Gelege in Kett- und Schussrichtung unterschiedlich große Bewehrungsflächen aufwiesen, wurden in der Verstärkungsschicht je zwei Lagen Gelege um 90° zueinander gedreht und möglichst gleichmäßig über die Höhe verteilt eingebaut (Bild 2), um eine gleichmäßige biaxiale Verstärkungswirkung zu erzielen. Nach dem Laminieren wurden die Platten zur Nachbehandlung 7 Tage mit feuchten Tüchern abgedeckt. Anschließend erfolgte die Lagerung bei Umgebungsbedingungen im Freien bis zu einem Alter von 28 Tagen [12].

3

Experimentelle Untersuchungen

3.1

Versuchsaufbau und -durchführung

3.2

Eine ausführliche Auswertung der Tests ist in [8] dokumentiert. In diesem Beitrag liegt der Fokus auf der Schädigung. Die durchgeführten experimentellen Impaktuntersuchungen wurden mit Hochgeschwindigkeitskameras aufgenommen. Für die Referenzplatte und die mit einer Kombination aus HS-SHCC- und UHMWPE-Gelege verstärkte Platte wurden zwei Sequenzen in Bild 5 einander gegenübergestellt. In beiden Untersuchungen hatte der Impaktor die gleiche Auftreffgeschwindigkeit.

Jedoch ist bereits an diesen Bildern ein deutlicher Unterschied zwischen der Referenzplatte und der verstärkten Platte erkennbar. Zu beachten ist vor allem der Bildausschnitt unter der Platte. Links in Bild 5 ist zu erkennen, wie ein erheblicher Anteil an Material infolge des Impakt­ ereignisses aus der Platte herausbricht. Anders ist die ­Situation bei der mit HS-SHCC- und UHMWPE-Gelege verstärkten Platte rechts in Bild 5. Dort kann eine deutliche Verformung der auf der Unterseite aufgebrachten Verstärkungsschicht festgestellt werden. Ein Herausbrechen von Material auf der dem Impakt abgewandten Bauteilseite bleibt hingegen aus. Hierdurch zeigte sich bereits während der Versuchsdurchführung die positive Wirkung der nachträglich aufgebrachten Verstärkungsschicht.

Quelle: M. Hering, S. Scheerer/IMB

Die Impaktversuche wurden in der Fallturmanlage des OML durchgeführt [3, 4]. Sowohl für die Referenzplatten als auch für die nachträglich verstärkten Platten wurde ein vierpunktgestütztes System als Lagerungsbedingung gewählt. Bild 3 zeigt den verwendeten plattenförmigen Probekörper mit den Systemmaßen. Der Probekörper war so in der Fallturmanlage ausgerichtet, dass die Platte mittig vom Impaktor getroffen wurde.

Bild 3 Probekörper mit Systemmaßen Sample and its dimensions

60

Phänomenologische Auswertung anhand der Bauteilschädigung

Im Anschluss an die Impaktuntersuchungen wurden die getesteten Platten mittig mit einer Betonsäge durchtrennt, um die Zerstörung im Inneren des Probekörpers und die Verstärkungswirkung der nachträglich aufgebrachten Schichten beurteilen zu können. Die Sägeschnitte der vier betrachteten Platten zeigt Bild 6. Der Verlauf des Sägeschnitts ist in Bild 3 durch die violett gestrichelte Linie gekennzeichnet.

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Quelle: M. Hering/IMB

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Quelle: M. Hering/IMB

Bild 5 Hochgeschwindigkeitskameraaufnahmen während der Impaktversuche, links: Referenzplatte, rechts: mit HS-SHCC und UHMWPE-Gelege verstärkte Platte High-speed camera recordings during impact tests, left: reference plate, right: plate strengthened by HS-SHCC and UHMWPE textile

Bild 6 Sägeschnitte durch die geprüften Probekörper Saw cuts through the tested specimens

Gemeinsam ist allen vier Platten die grundsätzlich gleiche Form des entstandenen Bruchkörpers, der anhand eines deutlichen Trennrisses klar feststellbar ist. Bei der Referenzplatte ist – wie bereits in Bild 5 angedeutet – infolge des Impakts eine erhebliche Menge Beton aus der Platte ausgebrochen. Weiterhin ist im Sägeschnitt deutlich zu sehen, dass der im Inneren der Platte entstandene Bruchkörper stark zertrümmert wurde und teilweise nur durch die noch intakte untere Bewehrungslage in der Platte gehalten wird.

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Unter Berücksichtigung des Sägeschnitts der mit ­HS-SHCC verstärkten Platte wird bereits deutlich, dass die Zerstörung im Inneren des Probekörpers nicht so stark ausfällt wie bei der Referenzplatte. Allerdings lässt sich auch feststellen, dass das Herausbrechen von Material an der dem Impakt abgewandten Bauteilseite durch die aufgebrachte Verstärkungsschicht nicht vollständig verhindert werden konnte. Im Vergleich zur Referenzplatte ist aber die Menge des Ausbruchmaterials deutlich geringer.

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3.3

Photogrammetrische Messung von Rissmustern

Grundlage einer möglichst genauen Charakterisierung der Schädigung infolge einer Impaktbelastung ist eine umfassende, automatisierte Erfassung und Beschreibung des Rissbilds, vgl. z. B. [13, 14]. Deshalb wurden zur Analyse von Rissmustern auf Probekörpern Verfahren der Bildsequenzanalyse für Hochgeschwindigkeitsaufnahmen entwickelt. Während der in Abschn. 3.2 beschriebenen Experimente wurden Bildsequenzen mit einer Fastcam-SA5 Hochgeschwindigkeitskamera mit einer Bild­ rate von 10 000 Bildern pro Sekunde und 1024 × 640 Pixeln Bildgröße aufgenommen. In diesen monokularen Bildsequenzen können durch die Anwendung von Bildanalyseverfahren räumlich-zeitlich aufgelöste Rissmuster bestimmt werden [15]. Dazu wird zunächst durch Least Squares Matching (LSM, [16]) die (scheinbare) Bewegung eines dichten Rasters von Merkmalspunkten auf der Oberfläche der Probe mit Subpixelgenauigkeit in aufeinanderfolgenden Bildern verfolgt. Dadurch erhält man ein Bewegungsvektorfeld, in dem Risse in Form von Diskrepanzen zwischen benachbarten Bewegungsvektoren erscheinen. Zur Detektion der Risse wird eine Dreiecksvermaschung in die Merkmalspunkte jedes Bilds gelegt, in der die scheinbare Deformation jedes Dreiecks zur Nulllastepoche analysiert wird. Zur Unterdrückung von Rauschen, z. B. verursacht durch schwache Textur, können spatio-temporale Filterverfahren [17] angewendet werden. Für jedes Dreieck, dessen Dehnung einen Schwell62

Über den im Zuge einer Kamerakalibrierung ermittelten Bildmaßstab können diese Parameter in metrische Maße transformiert werden. Bild 8 zeigt eine farbcodierte Darstellung einer Dreiecksvermaschung, in der mittig ein entstehender Riss erkennbar ist, dessen maximale Breite mit 1,24 mm bestimmt wurde.

Im Vergleich zu konventionellen Messverfahren wie Dehnmessstreifen oder induktiven Weggebern bietet das photogrammetrische Verfahren den großen Vorteil einer flächenhaften (statt punktweisen) Erfassung und erlaubt somit auch die Aufnahme komplexer Rissmuster. In [18] wird die simultane Detektion von mehreren Rissen ge-

Quelle: nach [18]

Zusammenfassend lässt sich feststellen, dass die Verstärkungsschichten, bei denen das quasiduktile Matrixmaterial und ein textiles Gelege kombiniert wurden, am wirksamsten hinsichtlich der Reduzierung der Schädigung waren. Des Weiteren wurde durch die experimentellen Untersuchungen gezeigt, dass bereits aus einer nur 20 mm dicken Verstärkungsschicht aus einem geeigneten und mit einem textilen Gelege verstärkten Matrixmaterial eine deutliche Steigerung der Widerstandsfähigkeit des Bauteils resultiert. Die Frage, wie hoch die Steigerung der Widerstandskraft des Bauteils infolge der nachträglichen Verstärkung für den Lastfall Impakt war, konnte anhand der durchgeführten Experimente noch nicht hinreichend quantifiziert werden. Weitere Untersuchungen zur Quantifizierung der Steigerung der Widerstandskraft von nachträglich verstärkten Bauteilen sollen in den folgenden Jahren im Rahmen des GRK 2250 durchgeführt werden.

wert überschreitet, können nun, wie in Bild 7 dargestellt, die Rissbreite r und der relative Translationsvektor trel bestimmt werden [18].

Bild 7 Prinzip der Rissbreitenbestimmung Principle of metric crack width determination

Quelle: F. Liebold/IPF

Der Sägeschnitt der mit HS-SHCC und BZT2 verstärkten Stahlbetonplatte zeigt deutlich, dass das Herausbrechen von Material auf der Plattenrückseite vollständig verhindert werden konnte. Zudem ist die innere Fragmentierung des Bruchkörpers deutlich geringer als bei den beiden zuvor beschriebenen Platten. Wird anstelle des Carbongeleges ein Textil aus Dyneemafasern in HS-SHCC eingebettet, wird ebenfalls ein Herausbrechen von Material auf der Plattenunterseite verhindert, zugleich konnte aber die innere Zerstörung im Bereich des Bruchkegels noch deutlicher reduziert werden.

Bild 8 Farbcodierte Visualisierung einer Sequenz von Dreiecksvermaschungen zur Indizierung von Deformation und Rissbreite Colour-coded visualization of a mesh sequence indicating the metric deformation (left) and crack width (right)

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Quelle: F. Liebold/IPF

Bild 9 Visualisierung eines komplexen Rissmusters mit farbkodierten Rissbreiten Visualization of a complex crack pattern with color-coded crack width

zeigt (Bild 9). Die räumliche Auflösung ist dabei primär durch die Größe des Bildsensors vorgegeben und liegt bei hochauflösenden Kameras bei ca. 100 Rissen. Die zeitliche Auflösung entspricht der Bildrate der Kamera und kann bei Verwendung geeigneter Hochgeschwindigkeitskameras bei 10 kHz und mehr liegen. Risse können ab einer minimalen Breite von ca. 0,1 Pixel detektiert und gemessen werden. Bei einer Probenlänge von 100 mm (wie in Bild 9) und einer Sensorbreite von 1.024 Pixeln entspricht dies einer Rissbreite von 10 mm.

Die Aktivierung der Stahlbewehrung im Beton hängt stark vom Verbund zwischen den beiden Werkstoffen ab. Eine Diskretisierung der realen Bewehrung durch Volumenelemente ist grundsätzlich möglich, wenn mit zusätzlichen Interface-Elementen Ablösung und Reibung abgebildet werden. Die in [20] vorgestellte Formulierung wird erweitert, um Schädigung, Reibung und Verzahnung zwischen Stahl und Beton darstellen zu können. Bild 10 zeigt das Prinzip der Methode. Die Volumenelemente des idealisierten Stahlzylinders werden mit denen des Betons an der Grenzfläche durch Interface-Elemente verbunden, deren konstitutives Verhalten durch ein Traction-Sepa­ration-Law definiert wird. Die Beschreibung erfolgt als lokale Materialformulierung eines repräsentativen Interface-Elements (RIE), das sich aus k Mikroebenen zusammensetzt. Das je Mikroebene ausgewertete Material­ver­halten wird je Gauss-Punkt des RIE als homogenisierte Materialeigenschaft berücksichtigt.

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M. Hering et al.: Impact safety of building structures through mineral-bonded composites: Structural level

Der Spannungsvektor des RIE berechnet sich zu Nm

∑

(k) (k)

(1) t RIE = γ σ , k =1

4

Numerische Untersuchungen

4.1 Interface-Modellierung

∑

k k  k k (k)  σ ( ) =  1 − D( )  σ u( ) + D( )σ d (2)  

mit der skalaren Schädigungsvariablen D(k) sowie den nicht degradierten und degradierten Spannungstensoren und σ d(k). Die Reibung wird in der Evolution der deσ (k) u gradierten Spannungstensoren durch eine Mohr-Coulomb-Plastizitätsformulierung berücksichtigt.

4.2 Phasenfeld-Ansatz Die Modellierung von Rissausbreitung in Festkörpern durch einen rissbeschreibenden Parameter, dessen Evolu-

Quelle: A. Qinami/ISD

Im Folgenden werden die vom ISD im GRK 2250 entwickelten Methoden zur Simulation unbewehrter und stahlbewehrter Betonplatten unter Impaktbelastung vorgestellt. Der Fokus liegt auf dem Strukturversagen durch Rissbildung unter Berücksichtigung des Verbundverhaltens zwischen Stahl und Beton. Das durch Reibung und Verzahnung charakterisierte Verbundverhalten wird durch eine Microplane-Interface-Formulierung mit Schädigung modelliert. Die beim Rissfortschritt im Beton dissipierte Energie wird auf der Grundlage einer gerichteten Aufteilung des Spannungstensors an der Rissspitze bestimmt, die nur den Zuganteil der Deformation als risstreibend berücksichtigt [19].

wobei Nm Mikroebenen mit den lokalen Spanungen s(k) N m (k) = 1 ausgewertet werden. und Gewichten g(k) mit k =1γ Der Mikroebenen-Spannungstensor ergibt sich aus

Bild 10 Abbildung des Verbunds Stahl–Beton mit Interface-Elementen und RIE mit drei Mikroebenen Modelling of the bond between steel and concrete by means of interface-elements and RIE with 3 microplanes

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M. Hering et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Bauteilebene

Quelle: C. Steinke/ISD

4.3

Bild 11 Approximation des diskreten Γ durch den regularisierten Riss Γl und Phasenfeldprofil Approximation of a discrete Γ via regularized crack Γl and phasefield profile

tion durch die Variation eines Energiefunktionals bestimmt wird, ist vielversprechend [19, 21]. Die verwendete Phasenfeld-Methode beschreibt die diskrete Rissfläche Γ durch eine regularisierte Näherung Γl und ermöglicht die Quantifizierung der für die Bildung der Rissfläche notwendigen Energie. Bild 11 zeigt schematisch den Ansatz für einen Riss innerhalb des 2D-Kontinuums Ω und das durch das Phasenfeld p beschriebene regularisierte Rissprofil.

Unter Vernachlässigung der Volumenkräfte gilt an jedem Punkt des Mediums W die lokale Impulsbilanz

( )

ρu − div σ = 0 (3) mit dem Spannungstensor s, der Materialdichte r und dem Beschleunigungsvektor u. Die Evolutionsgleichung von p wird als partielle DGL

(

)

( )

∂g p + Gc 2 2 (4) l ∇ p− p − ψ =0 ∂p l aus einem Griffithschen Bruchkriterium mit Gc als kritische Energiefreisetzungsrate und g(p) als Degradationsfunktion hergeleitet. Für gerissenes Material gilt g(p) = 0, für ungeschädigtes g(p) = 1. Die risstreibende Energiedichte y+ wird mit dem Verzerrungstensor e als

Simulationsansatz und Ergebnisse

Das Potenzial der vorgestellten Methoden wird an zwei repräsentativen Simulationen gezeigt. Grundlage sind die am IMB durchgeführten Impakttests an Stahlbetonplatten [3]. Der Fokus lag auf einer realitätsnahen numerischen Abbildung der beobachteten Rissmuster. Dabei ist die korrekte Darstellung der Wellenausbreitung in der sich durch Rissbildung ändernden Topologie mittels implizitem HHT-Zeitintegrationsverfahren ein wesentlicher Aspekt [22].

Die Punktlagerung je Plattenecke, vgl. Bilder 3 und 12, links, besteht aus einem elastischen Fundament, auf das die Betonplatten gespannt werden. Diese Vorspannung geht über eine statische Vorlaufsimulation in die nachfolgende transiente Analyse ein. Die Nachgiebigkeit der Lagerung wird basierend auf der Geometrie der Auflagerkonstruktion mittels diskreter Knotenfeder berücksichtigt.

Das Simulationsergebnis in Bild 13 zeigt die räumliche Ausbildung des Phasenfelds in einer unbewehrten Betonplatte. Die beiden dominanten Versagensmechanismen werden als typische Rissmuster sichtbar: zum einen ist der vom Aufprallbereich ausgehende Stanzkegel aufgrund der hohen Schubbeanspruchung zu sehen, zum anderen die charakteristischen Biegerisse. Diese werden im Zentrum der Plattenunterseite initiiert und wachsen dann sowohl in Dickenrichtung als auch in Richtung der Auflager bis zum vollständigen Versagen der Tragstruktur. Zum Vergleich sind rechts in Bild 13 Fotos des realen Prüfkörpers gezeigt. Darüber hinaus ist auch eine Schädigung an den Auflagern zu beobachten, was hauptsächlich auf die dortigen Spannungskonzentrationen zurückzuführen ist, die auch durch die beschriebene Federlagerung nicht vollständig vermieden werden können.

Analog der unbewehrten Platte zeigt Bild 14 Ergebnisse der Simulation und des Experiments für eine ausge-

1 ψ+ = σ+ :ε (5) 2

Quelle: [3]/IMB (Foto) und A. Qinami/ISD

definiert. In [19] wird die richtungsabhängige Zerlegung des Spannungstensors in einen risstreibenden s + (infolge Zug- und Schubspannungen) und einen bleibenden Anteil s – vorgestellt. Der Spannungstensor ergibt sich damit zu

( )

σ = g p ⋅σ + + σ −, (6) wobei die Degradationsfunktion lediglich s + beeinflusst.

So wird die Druckkraftübertragung für geschlossene Risse intrinsisch ohne zusätzliche Algorithmen zum Selbst­ kontakt ermöglicht. Die Lösung der DGL (3), (4) wird mittels der FEM approximiert. Jeder Knoten besitzt die vier Freiheitsgrade aus 3D-Verschiebungsvektor u und Phasenfeld p.

64

Bild 12 Plattenauflager (links) und Modellierung von Vorspannung und ­elastischen Federn (rechts) Plate support (left) and modelling of prestress and elastic foundation (right)

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Quelle: A. Qinami/ISD und [3]/IMB (Foto)

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Quelle: A. Qinami/ISD und [3]/IMB (Fotos)

Bild 13 Unbewehrte Platte – Simulationsergebnisse (links) und experimentelle Ergebnisse (rechts) Plain concrete plate – simulation (left) and experimental results (right)

Bild 14 Bewehrte Platte – Simulationsergebnisse (links) und experimentelle Ergebnisse (rechts) RC plate – simulation (left) and experimental results (right)

wählte bewehrte Platte, vgl. auch [3]. Die verwendeten Interface-Elemente sorgen für eine realitätsnahe Lastübertragung zwischen Beton und Stahl und verhindern somit eine Rissentwicklung entlang der Bewehrung. Hierdurch werden in der Simulation Risse erzeugt, die durch die Bewehrung überbrückt werden.

Entsprechend den experimentellen Ergebnissen treten Rissmuster ähnlich jenen an der unbewehrten Platte auf. Der Hauptunterschied liegt in den gemessenen Reaktionskräften, welche im Fall der bewehrten Platte wesentlich höher sind.

5 Zusammenfassung In den bauteilorientierten Promotionsprojekten des GRK 2250 konnte klar gezeigt werden, wie mit Textil und Kurzfaser bewehrte, mineralisch basierte Verstärkungsschichten die lokale Schädigung eines Bauteils unter Impaktbelastung verringern können. Durch die Weiterentwicklung der photogrammetrischen Verfahren ist eine zeitaufgelöste Rissbreitenbetrachtung möglich, die eine weitere Basis für die Beurteilung der Schädigungsent-

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wicklung und damit der Wirksamkeit von Verstärkungsschichten darstellt. Die durchgeführten Experimente waren Grundlage für die Entwicklung numerischer Methoden, mit denen die Rissentwicklung realistisch abbildbar ist.

In der im Mai 2020 gestarteten 2. Kohorte des GRK 2250 wird auf Bauteilebene der Fokus auf der systematischen Untersuchung der Perforationsgrenze und der Wirkung von dämpfenden Schichten auf der dem Impakt zugewandten Seite liegen. Die Messwerterfassung wird durch die Entwicklung sensorbestückter Textilbewehrungen und modellbasierte spatio-temporale photogrammetrische Auswerteverfahren verbessert werden. Die numerischen Modelle werden im Hinblick auf die Verstärkungsschichten erweitert.

Dank Die vorgestellten Ergebnisse wurden im GRK 2250, gefördert von der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG), Projektnummer 287321140, erzielt.

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M. Hering et al.: Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch gebundene Komposite: Bauteilebene

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Autoren

Dipl.-Ing. Marcus Hering (Korrespondenzautor) marcus.hering@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau (IMB) 01062 Dresden

Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Manfred Curbach manfred.curbach@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau (IMB) 01062 Dresden

Dr.-Ing. Silke Scheerer silke.scheerer@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau (IMB) 01062 Dresden

M.Sc. Duy Minh Phuong Vo duy.vo@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden

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Dr.-Ing. Cornelia Sennewald cornelia.sennewald@tu-dresden.de TU Dresden Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden Prof. Dr.-Ing. habil. Dipl.-Wirt. Ing. Chokri Cherif chokri.cherif@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Textilmaschinen und Textile Hochleistungswerkstofftechnik (ITM) 01062 Dresden Dr.-Ing. Frank Liebold frank.liebold@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Umweltwissenschaften Institut für Photogrammetrie und Fernerkundung (IPF) 01062 Dresden Prof. Dr. habil. Hans-Gerd Maas hans-gerd.maas@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Umweltwissenschaften Institut für Photogrammetrie und Fernerkundung (IPF) 01062 Dresden M.Sc. Aurel Qinami aurel.qinami@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden Dipl.-Ing. Christian Steinke christian.steinke@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden

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Dipl.-Ing. Alexander Fuchs alexander.fuchs2@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden

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Prof. Dr.-Ing. habil. Michael Kaliske michael.kaliske@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke (ISD) 01062 Dresden Dr.-Ing. Iurie Curosu iurie.curosu@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden Prof. Dr.-Ing. Viktor Mechtcherine mechtcherine@tu-dresden.de TU Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Baustoffe 01062 Dresden

Zitieren Sie diesen Beitrag Hering, M.; Scheerer, S.; Curbach, M.; Vo, D. M. P.; Sennewald, C.; Cherif, C.; Liebold, F.; Maas, H.-G.; Qinami, A.; Steinke, C.; Fuchs, A.; Kaliske, M.; Curosu, I.; Mechtcherine, V. (2021) Impaktsicherheit von Baukonstruktionen durch mineralisch-gebundene Komposite: Bauteilebene. Beton- und Stahlbetonbau 116, H. 1, S. 58–67. https://doi.org/10.1002/best.202000067 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 10. August 2020; angenommen: 23. Oktober 2020.

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t Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten

Aus dem Inhalt Wird nachhaltige Architektur von Architekt*innen gemacht? ....... 69 Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 erschienen ................................. 70 Symposium IngD4C #2 fordert gemeinsames Handeln für Klimaschutz und Ressourceneffizienz .......................................... 70 Veranstaltungskalender ........................................................................ 73

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NACHRICHTEN

Wird nachhaltige Architektur von Architekt*innen gemacht?

Eine Kritik am Deutschen Nachhaltigkeitspreis Architektur

Ich finde es formal unfair, wenn nur ein Teil des aktiven Planungsteams, nämlich die Architekt*innen für ein Gemeinschaftswerk ausgezeichnet werden, aber die weiteren Planer wie z.B. Tragwerks­ planer*innen oder Klimaingenieur*innen, welche einen ebenso wesentlichen Beitrag leisten, nicht erwähnt, geschweige denn auch ausgezeichnet werden. Und ich glaube auch, dass es sachlich falsch ist, einzelne Akteure für Nachhaltigkeit auszuzeichnen, welche in meinem Verständnis doch eher eine ganzheitliche Betrachtungsweise ist. Von nachhaltigem Handeln kann dann gesprochen werden,

wenn alle Dimensionen in Einklang gebracht sind, so ist sinngemäß bei der DGNB nachzulesen. Da wird für überden-Tellerrand-gucken geworben, für interdisziplinäre Zusammenarbeit getrommelt und von den neuen Wegen gesprochen, die wir gehen müssen, wenn wir die notwendigen Veränderungen für mehr Nachhaltigkeit erreichen wollen. Solange aber der DNP Architektur auf den ausgetretenen Pfaden klassischer Architektenpreise wandelt, wird dieser meiner Meinung nach viel zu wenig bewegen. Die Botschaft an die Ingenieure, die da gesendet wird, ist: „Auf die Architekt*innen kommt es an bei nachhaltiger Architektur.“ und implizit: „Die Ingenieur*innen sind nicht wichtig.“ Ist das gewollt?

Wohl kaum. Doch solange der DNP Archi­tektur so agiert, möchte ich nicht so recht darüber schreiben oder maximal über jene, die da sonst unerwähnt blieben.

Also, den DNP Architektur hat 2020 das zehngeschossige Holzhochhaus SKAIO in Heilbronn gewonnen. Tragwerksplanung und Bauphysik stammen von bauart Konstruktions, um den Brandschutz

haben sich Dehne-Kruse Brandschutzingenieure gekümmert und für die Haustechnik zeichnen IFB-Ingenieure verantwortlich. Auch erwähnenswert ist die Beteiligung von Prof. Stefan Winter von der TU München, der unter anderem über die Forschungsinitiative Zukunft Bau im Auftrag des Bundesbauministe­ riums (BMI) diverse Aspekte modernen Holzbaues erforscht. Das SKAIO steht, so heißt es in der Jurybegründung, beispielhaft für die Leistungsfähigkeit urbanen Holzbaus. Neben einem offenen Bauherrn und kreativen Architekt*innen bedarf es dafür auch vieler innovativer Ingenieur*innen, bin ich überzeugt.

Bernhard Hauke PS: Wer wissen will, was Bauingenieure in Sachen Nachhaltigkeit gerade so leisten, kann das gerne nachlesen: Nachhaltigkeit, Ressourceneffizienz und Klimaschutz.

Konstruktive Lösungen für das Planen und Bauen - Aktueller Stand der Technik www.ernst-und-sohn.de/nachhaltigkeitressourceneffizienz-und-klimaschutz

Zeichnung: Züblin Timber/ Ingenieurbüro von Fragstein

Anfang Dezember wurde wieder der Deutsche Nachhaltigkeitspreis (DNP) Architektur in Düsseldorf vergeben. Der DNP Architektur prämiert herausragende und beispielhafte Leistungen im Bau­ sektor, die Beiträge zur Transformation zu nachhaltigem Leben und Wirtschaften leisten und darüber hinaus große Innovationskraft sowie eine hohe gestalterische Qualität aufweisen. Ein wunder­ barer Preis, so dachte ich lange, bis ich genauer hinschaute. Erwähnt und ausgezeichnet werden lediglich Bauherr und Architekt*innen. Wird also nachhaltige Architektur nur von Architekt*innen gemacht? Wohl kaum. Der beim 2019er DNP-Siegerprojekt Alnatura Arbeitswelt nicht erwähnte Klimaingenieur Prof.

Thomas Auer (Transsolar, TU München) hat es im Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 so formuliert: „Die Idee ist wertlos, wenn es kein Team gibt, diese zu materialisieren“ und der ebenso unerwähnte Tragwerksplaner Prof. Thorsten Helbig (Knippers Helbig) ergänzt dort: „Ohne ein gut orchestriertes Zusammenspiel verschiedener Ingenieurkompetenzen könnten ressourceneffiziente Bauwerke nicht entwickelt werden.“ D’accord. Beide machen übrigens ihre hohe Wertschätzung für den Architekten ebenso deutlich – gut so.

Holzhochhaus SKAIO Heilbronn: Anschluss-Detail Deckenscheibe an Stahlträger in Außenwandebene

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BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell NACHRICHTEN

Foto: bycarenpauli

Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 erschienen

Bild 1 Reiner Nagel, Vorsitzender der Bundesstiftung Baukultur beim Symposium IngD4C #2 mit dem Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021: „Die BUGA Pavillons von Prof. Jan Knippers et al. sind nicht nur technisch brillante Bauwerke, sondern baukulturell gute Beispiele, weil sie emotional berühren und es mit ihrer Bildkraft zurecht auf die Titelseite des Jahrbuchs Ingenieurbaukunst 2021 geschafft haben“

Mit dem 2. Symposium Ingenieurbaukunst – Design for Construction (www. ingd4c.org) ist am 24. November 2020 das neue Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 der Bundesingenieurkammer erschienen (Bild 1). Los geht es wie immer mit wichtigen aktuellen Projektbeispielen geplant von Ingenieur*innen aus Deutschland. So zum Beispiel der AxelSpringer Neubau in Berlin von Wetzel & von Seht und Arup, das parametrische Holzdach des Frans Masereel Centrums in Kasterlee von Bollinger+Grohmann, das neue Stadion der Tottenham Hotspurs von sbp, das Ludwig Erhard Zen­ trum über der U-Bahn in Fürth von TRAGRAUM Ingenieure oder eine Netzbogenbrücke über die A9 bei Nürnberg von BPR Dr. Schäpertöns.

Der Diskursteil dreht sich um die Frage: Klimaschutz, Ressourceneffizienz und wie weiter? Prof. Lucio Blandini (Uni Stuttgart), Prof. Julian Lienhard (Uni Kassel) und Prof. Christian Hartz (TU Dortmund) diskutieren die kommenden

Aufgaben in Lehre, Forschung und Praxis. Dr. Wolfgang Sundermann (Werner Sobek) et al. beleuchten das weite Potenzial des alten Werkstoffs Holz und Prof. Thomas Auer (TU München) et al. fragen, ob beim Klimaengineering das technisch Machbare immer sinnvoll ist. Und Prof. Jan Knippers (Uni Stuttgart) et al. zeigt mit einem Holz- und einem Carbon­faser-Pavillon der BUGA in Heilbronn neue Wege für das robotische Bauen auf (Bild 1). Abschließend gibt es noch je einen Beitrag von und über den Ingenieur und Hochschullehrer Stefan Polonyi, der 2020 seinen 90. Geburtstag feiern konnte.

Das Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 kostet 39,90 Euro und gibt es z.B. unter www.ernst-und-sohn.de/ingenieurbaukunst-2021. Für das nächste Jahrbuch Ingen­ieurbaukunst 2022 können noch bis zum 30. Januar Projektvorschläge eingereicht werden. Templates und Infos unter „Jahrbücher“: www.ingd4c.org.

NACHRICHTEN

Symposium IngD4C #2 fordert gemeinsames Handeln für Klimaschutz und Ressourceneffizienz und Projekten des neuen Jahrbuch In­ genieurbaukunst 2021 beruht. Der Initiator und Moderator des Symposiums Dr. Bern­hard Hauke (Ernst & Sohn) hielt fest, dass Wissenschaft und Baukunst das Handwerkszeug der Bau­ingenieur*innen sind, nachhaltiges Bauen aber das über-

(Foto bycarenpauli) 016

Am 24. November 2020 fand in der Berlin-Brandenburgischen Akademie der Wissenschaften das hybride 2. Sympo­ sium Ingenieurbaukunst – Design for Construction (IngD4C #2) unter dem Motto „Klimaschutz, Ressourceneffizienz und wie weiter?“ statt, das auf Diskurs

Bild 1 Initiator und Moderator Symposium IngD4C #2 Dr. Bernhard Hauke (Ernst & Sohn): „Nachhaltiges Bauen muss das übergeordnete, gemeinsame Ziel sein.“

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geordnete, gemeinsame Ziel sein muss (Bild 1). IngD4C möchte diskutieren, was heute schon möglich ist und wohin uns zukünftige Entwicklungen führen.

Prof. Lamia Messari-Becker (Uni Siegen, Club of Rome) forderte entsprechend zum Auftakt mehr Materialeffizienz, Kreislaufwirtschaft und eine Anpassung der Baunormen.

Im ersten Themenschwerpunkt „Effiziente Strukturmorphologie oder Freiform“ stellte Prof. Jan Knippers (Uni Stuttgart) mit den BUGA-Pavillons Heilbronn eine Holzbauweise ohne Stahlbauverbindungen vor, welche auf den Geschoßbau übertragen werden soll. Auch mit ge­ wickelten Carbonfaser-Elementen können beanspruchungsgenaue Strukturen gebaut werden. Ganz anders war die Aufgabenstellung beim Axel-SpringerNeubau in Berlin. Bernd von Seht (Wetzel & von Seht) erläuterte die anspruchsvolle Tragwerksplanung. Anschließend wurde in der Diskussion mit Prof. Mike Schlaich (TU Berlin) festgehalten, dass langfristig flexibel nutzbare Bauwerke durchaus nachhaltig sein

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legenden mechanischen Verständnisses, wünschte sich aber auch mehr Verständnis für Konstruktion und Ausführung bei jungen Ingenieur*innen.

Bild 2 Bernd von Seht (Wetzel & von Seht), Prof. Mike Schlaich (TU Berlin) und Prof. Jan Knippers (Uni Stuttgart) dis­kutieren über effiziente Strukturformen: Langfristig flexibel nutzbare Bauwerke sind nachhaltig

können (Bild 2). Aktuell führe kaum ein Weg am CO2-neutralen Holz vorbei, aber auch zum Beispiel dünnwandige Bauteile aus Carbonbeton können ein Lösungsbeitrag sein.

Prof. Julian Lienhard (Uni Kassel) sagte, dass die Generation Greta die drängenden Fragen bereits mitbringt und Lösungs­wege lernen will (Bild 3). Neben der klassischen Tragsicherheit muss entsprechend auch die Ökoeffizienz mitgedacht werden. Dr. Dietmar H. Maier (Ingenieur­gruppe Bauen) zeigte ebenfalls online anhand der hocheffizienten Ertüchtigung der Rheinbrücke Maxau die Lösungsrelevanz von grundlegendem Ingenieurs­wissen auf, betonte aber ebenso ganzheitliches Denken. In die gleiche Kerbe schlug Prof. Stefan Polonyi, der als einer der Begründer des „Dortmunder Modells“ online hinzufügte, dass während des Studiums Zusammenarbeit und Ingenieurdenken gepflegt werden müssen. Nur mit der Anwendung genormter Ansätze werden kaum neue Lösungen erreicht. Der Brückenbauingenieur Dr. Thomas Klähne (KLÄHNE BUNG) beschwor die Wichtigkeit eines grund­

Der Holzbau hat sich in letzter Zeit rasant entwickelt und wird inzwischen

Bild 3 Prof. Lucio Blandini (Uni Stuttgart), Prof. Julian Lienhard (Uni Kassel) und Dr. Thomas Klähne (KLÄHNE BUNG): Die Generation Greta bringt die drängenden Fragen mit in Unis und Büros und erwar­ tet Lösungswege von uns

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Beim zweiten Themenschwerpunkt „Klima­schutz und Ressourceneffizienz in Zeiten der Digitalisierung“ ging es insbesondere um die Ausrichtung der Lehre, um den Erfordernissen der Baupraxis gerecht zu werden. Prof. Lucio Blandini (Uni Stuttgart) argumentierte, dass Leichtbau und Funktionsbündelung zu Ressourcenschonung führen und dies mit parametrischem Engineering sowie durch die Digitalisierung der Wertschöpfungskette gelingen kann. Online ergänzte Prof. Christian Hartz (TU Dortmund), dass wie beim Dortmunder Modell ak­ tives Lernen dem „Bulimie-Lernen“ vorzuziehen ist, um so interdisziplinär innovative Lösungen finden zu können.

Nach einer Kommunikationspause der wenigen Referenten und Diskutanten vor Ort bei sonnigem Herbstwetter auf der Dachterrasse mit Blick auf das Berliner Schloss (Bild 4) ging es weiter mit der Frage, ob LowTech die Steigerung von HighTech sei. Prof. Thomas Auer (TU München) startete mit der Betrachtung verschiedener Bauweisen historischer und moderne Schulbauten. Eine 100 Jahre alte Münchener Schule mit hohen Räumen und dicken Mauern schnitt deutlich robuster als manches moderne Bauwerk ab. Er schloss mit der Feststellung, dass nicht alles, was in Sachen Klima­engi­nee­ ring technisch möglich am Ende auch wirklich sinnvoll ist. Prof. Thorsten Helbig (Knippers Helbig) zeigt mit der Alnatura Arbeitswelt einen modernen Bürobau mit viel Holz und insbesondere selbsttragenden Lehmaußenwänden.

Auch schlug er einen Wettbewerb der Tragwerksplaner um möglichst geringe CO2-Emissionen der Tragstrukturen vor.

Uwe Heiland (SEH Engineering), der zum Beispiel anspruchsvolle Brücken baut, gab zu bedenken, dass Nutzerfreundlichkeit und Gestaltung ebenso den Wert einer Konstruktion für die Gesellschaft mitbestimmen. Prof. Christoph Gengnagel (Bollinger+Grohmann) resümierte, dass es nicht das eine richtige Material gebe. Dafür sind die Bauauf­ gaben zu verschieden, oft auch zu komplex. Aber es müssen die jeweils richtigen Fragen gestellt werden (Bild 5).

Bild 4 Pausendiskussion beim Symposium IngD4C #2 über den Dächern von Berlin

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Bild 5 Prof. Thomas Auer (Uni Stuttgart) und Prof. Thorsten Helbig (Knippers Helbig) stellen anspruchsvolle LowTech-Lösungen vor, die vor allem robust sein sollen

und Abmessungen im Holzbau und plädiert zur Qualitätssicherung für mehr Standarddetails. Ansgar Hüls (HÜLS Ingenieure) glaubt an den Siegeszug hochfester Hölzer als Holzbau-Verbindungsmittel und appelliert an die Studierenden, werkstoffübergreifend zu denken und Holz mit einzubeziehen.

Bild 6 Burkhard Walter (B. Walter Ingenieur­ gesellschaft) zeigte das Spektrum des modernen Holzbaus auf

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Bei der Schlussdiskussion geht es dann konkludierend um „Klimaschutz, Ressourceneffizienz und wie weiter? Prof.

Werner Sobek (Uni Stuttgart) fordert online eine Trendwende: mit weniger Material für mehr Menschen günstig und emissionsfrei zu bauen. Prof. Lamia Messari-Becker stellt ebenfalls online klar, dass Holz alleine nicht ausreicht,

Bernhard Hauke ruft zum Abschluss die Bauschaffenden auf, die evidente Auf­ gabe einer Bauwende gemeinsam anzugehen. Für den 23. November 2021 kündigt er das 3. Symposium Ingenieurbaukunst – Design for Construction (IngD4C #3) in Darmstadt an. Tentative Themenschwerpunkte, basierend auf dem Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2022, sollen dann Kreislaufwirtschaft und Bestandsbau sein. Weitere Informationen zu Symposium und Jahrbuch Ingenieurbaukunst unter www.ingd4c.org.

Bild 7 Symposium IngD4C #2 - Schlussrunde mit Prof. Werner Sobek (Uni Stuttgart), Reiner Nagel (Bundesstiftung Baukultur), Prof. Lamia Messari-Becker (Uni Siegen) und Eva Hinkers (Arup): Wir haben Verant­wortung und Vorbildfunktion für nachhaltiges Bauen. Wir müssen gemeinsam handeln und Lösungen finden

Bildnachweis: © CRE Panel

für viele der drängenden Fragen als Lösungsmöglichkeit angesehen. Im Essay von Dr. Wolfgang Sundermann (Werner Sobek AG) et al. werden das Potenzial und die notwendigen weiteren Entwicklungen erläutert. Am Jowat Innovationszentrum Detmold und weiteren Projekten vom Kindergarten bis zum Hörsaal demonstrierte dann Burkhard Walter (B. Walter Ingenieurgesellschaft) die heutigen Holzbaumöglichkeiten (Bild 6).

Im nachfolgenden Diskurs fordert KarlHeinz Roth (Züblin Timber) online zur weiteren Steigerung der Effizienz die Vereinheitlichung von Grundprinzipien

alle Baumaterialien gebraucht werden aber die Methoden zu hinterfragen sind.

Der Vorsitzende der Bundesstiftung Baukultur Reiner Nagel sagt, dass zum Beispiel die BUGA-Pavillons die erforder­ lichen technischen und gestalterischen Vorbilder für Innovation sind und gleichzeitig der Wert des Bestandes wahrgenommen werden muss. Eva Hinkers (Arup Europa) wirft online ein, dass Effizienzsteigerung alleine nicht zum Ziel führt, aber mehr Kreislaufwirtschaft eine Lösung sein kann. Werner Sobek resümiert, dass noch nicht alle Fragen hinreichend beantwortet werden können, wir als Industrieländer aber eine erhebliche Verantwortung und Vorbildfunktion für nachhaltiges Bauen weltweit haben. Dies aufgreifend fordert Lamia Messari-Becker, dass Ingenieure, Architekten, Bauwirtschaft, Verbände und Politik gemeinsam handeln und Lösungen finden müssen (Bild 7).

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VERANSTALTUNGSKALENDER

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Aufgrund des Coronavirus werden ggf. einige der unten angekündigten Veranstaltungen nicht stattfinden können bzw. verschoben werden. Bitte erkundigen Sie sich beim jeweiligen Veranstalter.

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Webseminar 2. bis 4.2.

DBV-Webseminar: Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen mit Praxisteil Eigen- und Fremdüberwachung ‒ aktuelle Regelwerke von DIBt, BASt und BAW ‒ Hochdruckwasserstrahlen – Fachgerechte Rissbehandlung – Praxisvorführungen

Deutscher Beton- und BautechnikVerein E.V www.betonverein.de/ veranstaltungen.php

Verschoben auf 19.–20. Oktober 2021

13. Spritzbeton-Tagung in Alpbach, Tirol Forschungsprogramme in Norwegen und Österreich ‒ Stahlfaserspritzbeton für TBM Vortrieb ‒ Permanente Innenschalen ‒ Spritzbare Abdichtungen ‒ Ultrahochleistungsfaserspritzbetone ‒ und anderes mehr

Österreichischen Bautechnik Vereinigung www.spritzbeton-tagung.com

Webseminar 4.2.

Sichtbeton I – Hinweise für die Planung ‒ Merkblatt und Schalung

InformationsZentrum Beton GmbH www.beton-webakademie.de

Dortmund 4.2.

BetonInsta 2021 aktuelle Entwicklungen auf dem Gebiet der Erhaltung und Instandsetzung ‒ Praxis- und Forschungsergebnisse

Bundesgütegemeinschaft Instandsetzung von Betonbauwerken www.bgib.de

Ostfildern 9.2.

WU-Bauwerke aus Beton (Weiße Wannen) – Alles geregelt und geklärt?

Neuerungen ‒ Hinweise ‒ Erfahrungen ‒ Ausblick

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Bildnachweis: © CRE Panel

23. - 26.02.2021

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VERANSTALTUNGSKALENDER

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Webseminar 9.2.

Sichtbeton II – Ausschreibung und Betonoberfläche

InformationsZentrum Beton GmbH www.beton-webakademie.de

Webseminar 18.2.

22.2.

Sichtbeton III – Bauausführung und Details

InformationsZentrum Beton GmbH www.beton-webakademie.de

Online 23. bis 26.2.

65. BetonTage 2021 Fachprogramm zu aktuellen Entwicklungen in den Bereichen Betontechnologie, Herstellungsverfahren und Normung

FBF Betondienst www.betontage.de

25. bis 26.2. Frankfurt/ Main 17. bis 18.5. Berlin

VDI Seminar Perfekte Bauleitung – Crashkurs zum effizienten Baustellenmanagement

VDI Wissensforum www.vdi-wissensforum.de

Ostfildern 2. bis 3.3.

6. Kolloquium Trinkwasserspeicherung in der Praxis Planung ‒ Bau ‒ Instandhaltung ‒ Instandsetzung ‒ Betrieb

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Webseminar 11.3.

17. Symposium Baustoffe und Bauwerkserhaltung – Dauerhafter InformationsZentrum Beton GmbH Beton – Richtige Nachbehandlung www.beton-webakademie.de

Webseminar 15.3.

WU-Bauwerke aus Beton – Baustoff Beton und Baupraxis (WU III)

InformationsZentrum Beton GmbH www.beton-webakademie.de

19. bis 20.3.

Denkmalgeschützte Betontragwerke instand setzen

Propstei Johannesberg www.propstei-johannesberg.de

Ostfildern 12. bis 13.4.

Abdichtung von Bauwerken - Anforderungen, Lösungen, Details Technische Akademie Esslingen Erdberührte Bauteile, Innenräume, Dächer und Balkone www.tae.de

Ostfildern 14.4.

Turmartige Bauwerke beurteilen, instand setzen und verstärken Statik ‒ Tragverhalten ‒ Zustandsbewertung ‒ Instandsetzung – Statische Verstärkung

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Stuttgart 21. bis 22.4.

VDI-Konferenz Tunnelbau Neubauprojekte ‒ Sanierung ‒ Bauen unter Betrieb ‒ BIM ‒ neue Vertragsformen

VDI-Wissensforum www.vdi-wissensforum.de

Ostfildern 29.4.

Schwimmbadbau: Mängel und Schäden frühzeitig erkennen und vermeiden

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Ostfildern 6.5.

Ist-Zustandsermittlung von Bauwerken mit zerstörungsfreien Prüfverfahren Druckfestigkeit, Bewehrungsnachweis und Korrosionsortung an Bestandsbauwerken

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Burgdorf, Bern 9.9.

3. Burgdorfer Brückenbautag Lebensdauermanagement der Brücken unter erschwerten topographischen und klimatischen Bedingungen

Bau und Wissen www.bauundwissen.ch

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Impressum Die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ veröffentlicht Beiträge über Forschungs­vorhaben und -ergebnisse sowie über Entwurf, Berechnung, Bemessung und Ausführung von Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonkonstruktionen im gesamten Bauwesen.

Produkte und Objekte Dr. Burkhard Talebitari Tel.: +49 (0)30/47031-273, Fax: +49 (0)30/47031-229 btalebitar@wiley.com

Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlich geschützt. Alle Rechte, i­nsbesondere das der Übersetzung in fremde Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung bleiben vorbehalten.

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Gesamtanzeigenleitung Fred Doischer Tel.: +49(0)30/47031-234, Fax: +49(0)30/47031-230, fred.doischer@wiley.com

Redaktion Prof. Dipl.-Ing. DDr. Dr.-Ing. E.h. Konrad Bergmeister Dipl.-Ing. Kerstin Glück Universität für Bodenkultur Wien, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82, A-1190 Wien Tel.: +43 (0)147654-87552 bust@iki.boku.ac.at Wissenschaftlicher Beirat Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Manfred Curbach TU Dresden, Institut für Massivbau D-01062 Dresden Tel.: +49 (0)351/46337660 manfred.curbach@tu-dresden.de Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirtsch.-Ing. Oliver Fischer TU München, Lehrstuhl für Massivbau D-80290 München Tel.: +49 (0)89/28923038 oliver.fischer@tum.de Prof. Dr.-Ing. habil. Peter Mark Ruhr-Universität Bochum, Lehrstuhl für Massivbau Postfach 102148 D- 44721 Bochum Tel.: +49 (0)234/32 25980 peter.mark@rub.de Dr.-Ing. Lars Meyer Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Postfach 110512 Kurfürstenstraße 129, D-10835 Berlin Tel.: +49 (0)30/236096-0 meyer@betonverein.de Dr.-Ing. Karl Morgen WTM ENGINEERS GmbH Beratende Ingenieure im Bauwesen Ballindamm 17, D-20095 Hamburg Tel.: +49 (0)40/35009-0 info@wtm-hh.de

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Beton- und Stahlbetonbau 1155136_dp 115 (2020), Heft 11

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Vorschau 2/2021 Verbreiterung (links) und Bestandsüberbau (rechts) bei offener Anschlussfuge an der Hochstraße Elbmarsch in Hamburg

D. Gebauer, B. Schmidt, G. Schacht, S. Marx Beurteilung der Festigkeitseigenschaften bestehender Talbrücken aus Spannbeton. Materialuntersuchungen an Betonproben der Lahntalbrücke bei Limburg Vor dem Rückbau der Lahntalbrücke bei Limburg konnten Bohrkerne und Probekörper entnommen werden. Der Beitrag beschäftigt sich mit den Untersuchungen zur Druckfestigkeit und Spaltzugfestigkeit. Ziel ist, Erkenntnisse für die Beurteilung der Festigkeitseigenschaften bestehender Talbrücken zu gewinnen.

S. Krohn, M. Schrick, R. Maurer Betonieren unter Verkehr. Einfluss von Erschütterungen auf die Betonerhärtung Bei der Verbreiterung der Hochstraße Elbmarsch in Hamburg werden die Fahrbahnplatten der neuen und alten Überbauten monolithisch durch einen 50 cm breiten Fugenverguss miteinander verbunden. Der Beitrag befasst sich mit beim Pilotprojekt gewonnenen Erkenntnissen zur Betonerhärtung im Fugenbereich, wobei der Beton unter den Erschütterungen des laufenden Verkehrs eingebracht wurde.

G. Gaßner, J. Kollegger Integrale Bogenbrücke mit Zugband. Neue Technologie zur Vermeidung eines fortschreitenden Versagens Im Beitrag wird ein für wahrscheinlich erachtetes Einsturzszenario der Albiano Magra Brücke in Norditalien erläutert. An der TU Wien wurde eine Technologie entwickelt, die ein derartiges Versagen verhindern kann. Durch den Einsatz eines zwischen den Bogenfußpunkten angeordneten Zugbands ergeben sich noch weitere Vorteile O. Steinbock, E. Pelke, O. Ost Carbonbeton – Eine neue Verstärkungsmethode für Massiv­ brücken. Teil 1: Grundlagen und Hintergründe zum Pilotprojekt „Brücken über die Nidda“

Im Rahmen von Ertüchtigungsmaßnahmen eines Brückenzugs über die BAB A648 wurden erstmals zwei Spannbetonbrücken mit Carbonbeton verstärkt. Im Teil 1 werden neben den Grundlagen zur Spannungsrisskorrosion das Konzept und die Planungsschritte erläutert.

O. Steinbock, Th. Bösche, A. Schumann Teil 2: Carbonbeton im Brückenbau und Informationen zur Zustimmung im Einzelfall für das Pilotprojekt „Brücken über die Nidda“ Im Rahmen von Ertüchtigungsmaßnahmen eines Brückenzugs über die BAB A648 wurden erstmals zwei Spannbetonbrücken mit Carbonbeton verstärkt. Der zweite Teil stellt die Besonderheiten des Carbonbetons im Brückenbau dar und vergleicht diesen mit gängigen Verstärkungsmethoden.

O. Steinbock, F. Teworte, B. Neis Teil 3: Planung und Umsetzung der Verstärkungsmaßnahme mit Carbonbeton am Pilotprojekt „Brücken über die Nidda“ Im Rahmen von Ertüchtigungsmaßnahmen eines Brückenzugs über die BAB A648 wurden erstmals zwei Spannbetonbrücken mit Carbonbeton verstärkt. Teil 3 umfasst Angaben zur Verstärkungsmaßnahme und erste Erfahrungen aus der baulichen Umsetzung.

Th. Lechner, O. Fischer Untersuchungen zum Tragverhalten von Verbunddübelleisten in schlanken Stegen aus ultrahochfestem Beton Es werden die Ergebnisse der experimentellen und numerischen Untersuchungen an Push-out-Körpern beschrieben, die dazu dienten, die Tragund Verformungsfähigkeit von Verbunddübelleisten in schlanken Stegen aus UHFB zu untersuchen. In einem Folgebeitrag werden Vorschläge für wirklichkeitsnahe Bemessungsmodelle vorgestellt und diskutiert.

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Alfred Steinle, Hubert Bachmann, Mathias Tillmann

Bauen mit Betonfertigteilen im Hochbau Standardwerk in 3. Auflage; erstmals im BetonKalender 1988 und erstmals als Spin-off in der Reihe Bauingenieur-Praxis 1998 für die vorliegende 3. Auflage wurde das Buch vom erweiterten Autorenteam komplett überarbeitet auch die geschichtliche Entwicklung und der Stand der europäischen Normung werden aufgezeigt

Das Buch gibt den aktuellen Stand des Betonfertigteilbaus wieder.

Es zeigt die wirtschaftlichen Möglichkeiten auf und konzentriert sich auf die Tragwerks- und Fassadenelemente. Entwurf und Konstruktion sowie Aspekte der Herstellung und Montage werden behandelt. Mit Beispielen.

BiP

3. Auflage

Bauen mit Betonfertigteilen im Hochbau Alfred Steinle, Hubert Bachmann, Mathias Tillmann

Bauingenieur-Praxis

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3. Auflage · 2018 · 336 Seiten · Abbildungen · 40 Tabellen Softcover ISBN 978-3-433-03224-4

€ 55*

eBundle (Print + PDF) ISBN 978-3-433-03263-3

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Gerhard Hanswille, Markus Schäfer, Marco Bergmann

Eurocode 4 – DIN EN 1994-1-1 Bemessung und Konstruktion von Verbundtragwerken aus Stahl und Beton Teil 1-1: Allgemeine Bemessungs- und Anwendungsregeln für den Hochbau. Kommentar und Beispiele

Normungsauslegung durch Normenmacher lesbare und fehlerbereinigte konsolidierte Fassung des für Deutschland relevanten Normtextes

Autorenname 1 Autorenname 2

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Gerhard Hanswille | Markus Schäfer | Marco Bergmann

Rückenzeile | Band ##

Der Kommentar erläutert die Bemessung, Konstruktion und Ausführung von Verbundtragwerken aus Stahl und Beton und unterstützt bei der Auslegung und Anwendung der Norm in der Ingenieurpraxis. Die Regelungen und Hintergründe werden erläutert und durch typische Beispiele ergänzt.

Eurocode 4 DIN EN 1994-1-1 Bemessung und Konstruktion von Verbundtragwerken aus Stahl und Beton Teil 1-1: Allgemeine Bemessungs- und Anwendungsregeln für den Hochbau Kommentar und Beispiele

2020 · 375 Seiten · 335 Abbildungen · 25 Tabellen Softcover ISBN 978-3-433-03162-9

€ 108*

eBundle (Print + PDF) ISBN 978-3-433-03182-7

€ 140,40*

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