Beton- und Stahlbetonbau 2017 01 free sample copy by Ernst & Sohn

112. Jahrgang Januar 2017 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

−− Risse in Fundamenten von Onshore-WEA −− Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton −− Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands −− Additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton −− Materialeigenschaften im jungen Massenbeton

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Technik, die verbindet – in Rekordzeit

61. BETONTAGE NEU-ULM

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14. – 16. Februar 2017 Stand-Nr. 93

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Beton- und Inhalt Stahlbetonbau 1/17 Zum Titelbild Die Unternehmensgruppe KLEBL aus Neumarkt i. d. OPf. errichtet im Auftrag der Senatsverwaltung Berlin an 10 innerstädtischen Standorten „modulare Unterkünfte für Flüchtlinge“ (MUF). Aufgrund kurzer Vorlaufzeiten wurde ein Typentwurf entwickelt, welcher unabhängig vom jeweiligen Standort eingesetzt werden kann. Die geplanten Neubauten sind aus Nachhaltigkeitsgründen auf eine Gebäudenutzungsdauer von ca. 100 Jahren ausgerichtet. Insgesamt werden die Unterkünfte ca. 4.500 Flüchtlingen Platz bieten. Die dauerhafte Konstruktion besteht aus tragenden Fertigteilelementen mit Kerndämmung und aussteifenden Betonfertigteilwänden im Kernbereich, Fertigteilstützen und systemgeschalten Sichtbetondecken. Durchschnittlich wird ein Standort aus ca. 760 Fertigteilen assembliert: 270 Wände ohne Struktur, 330 Wände mit Struktur, 55 Treppen, 65 Podeste und ca. 40 Sockel und Deckenplatten. Die Werke Gröbzig und Frankenförde liefern für den Gesamtauftrag knapp 48.000 t Fertigteile nach Berlin. (Foto: Klebl, siehe Bericht S. A 13 – 15)

EDITORIAL 1

Konrad Bergmeister Brücken und Tunnel bauen

FACHTHEMEN Jan Akkermann, Simon Weiler 2 Risse in Fundamenten von Onshore-Windenergieanlagen Auswirkungen des frühen Zwangs 12

Christian Selleng, Birgit Meng, Katja Gröger, Patrick Fontana Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB)

Jianxin Ma, Frank Dehn Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands

Christoph von der Haar, Steffen Marx Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton

BERICHT

Emanuel Strieder, Raimund Hilber, Roland Murr, Konrad Bergmeister 41 Entwicklung der Materialeigenschaften im jungen Massenbeton Bestimmung des zeitlichen Verlaufs der Materialparameter in der Hydratationsphase als Basis für die Modellierung der Risswahrscheinlichkeit im Massenbeton

51 BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell 57 VERANSTALTUNGSKALENDER

Produkte & Projekte 112. Jahrgang Januar 2017, Heft 1 ISSN 0005-9900 (print) ISSN 1437-1006 (online) Peer-reviewed journal Beton- und Stahlbetonbau ist ab dem Jahrgang 2007 bei Thomson Reuters ISI Web of Science akkreditiert. Impact Factor 2015: 0,431

http://wileyonlinelibrary.com/journal/best

www.ernst-und-sohn.de/beton-und-stahlbetonbau

A4 61. Betontage A7 Schalungstechnik A12 Betonfertigteile A17 Bewehrungs- und Befestigungstechnik

61. BETONTAGE

61. BetonTage Vorfertigung schafft Lebensräume Im Zuge der aktuellen Diskussion um bezahlbaren Wohnraum wollen sowohl die Politik als auch die Bau- und Wohnwirtschaft stärker auf die Vorteile des seriellen Bauens setzen. Dies ist auch eine Chance für die Betonfertigteilindustrie, die mit ihren wirtschaftlichen Abläufen, ihrem hohen Standardisierungsgrad

und Maß an Präzision und Qualität ein enormes Potenzial aufweist. „Lebensräume schaffen“ ist daher auch das Motto der 61. BetonTage, Europas größter Fachkongress für die Beton fertigeilbranche, der vom 14.–16. Februar 2017 in Neu-Ulm stattfindet.

Dienstag, 14. Februar 2017

Mittwoch, 15. Februar 2017

Donnerstag, 16. Februar 2017

09:00 – 12:00 PLENUM 1 Eröffnungsvorträge

09:00 – 10:30 PLENUM 2

09:00 – 10:30 PLENUM 3 Tag der Marktpartner

10:30 – 11:00 Kaffeepause 11:00 – 12:00 PLENUM 2 Gastland Spanien

12:00 – 14:00 Mittagspause

14:00 – 15:30 PODIUM 1 Von der Forschung zur Praxis

14:00 – 15:30 PODIUM 5 Anwendungsgerechte Forschung für Beton

14:00 – 15:30 PODIUM 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau 14:00 – 15:30 PODIUM 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen 14:00 – 15:30 PODIUM 4 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik 15:30 – 16:00 Kaffeepause 16:00 – 17:30 PODIUM 1 Von der Forschung zur Praxis 16:00 – 17:30 PODIUM 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau 16:00 – 17:30 PODIUM 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen 16:00 – 17:30 PODIUM 4 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik 19:00 Abendveranstaltung

10:30 – 11:45 Kaffeepause

11:00 – 13:00 PODIUM 4 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

14:00 – 15:30 PODIUM 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen 14:00 – 15:30 PODIUM 7 Leichtbeton 14:00 – 15:30 PODIUM 8 Wirtschaft und Recht 15:30 – 16:00 Kaffeepause 16:00 – 17:15 PODIUM 5 Anwendungsgerechte Forschung für Beton 16:00 – 17:15 PODIUM 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen 16:00 – 17:15 PODIUM 7 Leichtbeton 16:00 – 17:15 PODIUM 8 Wirtschaft und Recht 17:15 – 18:00 Premium statt Masse – was Beton vom Wein lernen kann

11:45 – 13:00 PODIUM 10 Beton in der Tragwerksplanung 11:45 – 13:00 PODIUM 11 Potenziale der Betonbauteile von morgen 12:30 – 17:00 PODIUM 9 Beton in der Architektur 13:00 – 14:15 Mittagspause 14:30 – 15:00 Kaffeepause 14:15 – 17:00 PODIUM 10 Beton in der Tragwerksplanung 14:15 – 17:00 PODIUM 11 Potenziale der Betonbauteile von morgen 14:00 – 17:00 PODIUM 12 Betonwerkstein 14:00 – 17:00 PODIUM 13 Kleinkläranlagen

61. BETONTAGE

61. BetonTage PLENUM 3 Tag der Marktpartner 9:00 Integrale Planung und Prozesse – kreativ – ganzheitlich – nachhaltig Prof. Rainer Hascher, HASCHER JEHLE Architektur, Berlin Impulse – Ideen – Inspirationen für innovative und prozessorientierte Ingenieurdienstleistungen Dipl.-Ing. Oliver Kleinjohann, IDK KLEINJOHANN GmbH & Co. KG, Köln

Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung Moderation: Prof. Dr.-Ing. Hans-Joachim Walther, Hochschule Karlsruhe – Technik und Wirtschaft 11:45 Das neue Heft 619 des DAfStb – Bestimmung charakteristischer Betondruckfestigkeiten und abgeleiteter Kenngrößen im Bestand Prof. Dr.-Ing. Jürgen Schnell, Technische Universität Kaiserslautern Das neue DBV-Merkblatt „Begrenzung der Rissbildung im Stahlbeton- und Spannbetonbau“ – Hintergründe, Erläuterungen Prof. Dr.-Ing. Frank Fingerloos, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V., Berlin Neues zur Heißbemessung von Stützen Prof. Dr.-Ing. Frank Fingerloos, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V., Berlin 13:00 MITTAGESSEN 14:15 Entwurf tragender Betonbauteile – auf der Suche nach der richtigen Form und Bewehrung Prof. Dr.-Ing. Peter Mark, Dipl.-Ing. Mario Smarslik, Ruhr-Universität Bochum Querkrafttragfähigkeit von einachsig gespannten Stahlbetonplatten unter Einzellasten Dipl.-Ing. Karin Reißen, Prof. Dr.-Ing. Josef Hegger, RWTH Aachen University Fragen und Antworten zum Durchstanzen aus der Praxis Dominik Kueres, M. Sc., Prof. Dr.-Ing. Josef Hegger, RWTH Aachen University Dr.-Ing. Carsten Siburg, H+P Ingenieure GmbH, Aachen

Neuartige Durchstanzbewehrungssysteme für Fundamente und Flachdecken Prof. Dr.-Ing. Marcus Ricker, Hochschule Biberach Enormes Potenzial zur Steigerung der Tragfähigkeit von Kopfbolzengruppen unter Zug- und Querbeanspruchung durch Rückhängebewehrung – verbesserte Bemessungs modelle gegenüber EC 2 Dr.-Ing. Jörg Asmus, Prof. Dr.-Ing. Rolf Eligehausen, IEA GmbH & Co. KG Eligehausen – Asmus – Hofmann, Stuttgart

Podium 11 Potenziale der Betonbauteile von morgen Moderation: Prof. Dr.-Ing. Harald Garrecht, Universität Stuttgart 11:45 Energetisch vernetzte Gebäude – ein Demonstrator aus Beton zur Erprobung innovativer Komponenten und energieeffizienter Konzepte Prof. Dr.-Ing. Harald Garrecht, Helen Luisa Hein, M. Sc., Dr.-Ing. Christian Baumert, Universität Stuttgart UHPC-Hybrid – extrudierte Fertigteile für den effizienten Hausbau Dr.-Ing. Thomas Teichmann, G.tecz Engineering GmbH, Kassel Tabsolar – multifunktionale Fassadenelemente aus UHPC Dr.-Ing. Thomas Teichmann, G.tecz Engineering GmbH, Kassel 13:00 MITTAGESSEN 14:15 Robotergestützte additive Fabrikation von Betonbauteilen Prof. Dr.-Ing. Harald Kloft, Technische Universität Braunschweig Hybride, trocken gefügte Stab- und Flächentragelemente aus Hochleistungsbeton Prof. Dr.-Ing. Harald Budelmann, Technische Universität Braunschweig Brückenbau mit UHPFRC-Fertigteilen – Potenziale für die Fertigteilindustrie Prof. Dr.-Ing. Martin Empelmann, Dr.-Ing. Vincent Oettel, Technische Universität Braunschweig Textilbeton und seine praktische Anwendung in der Architektur und Tragwerksplanung Dipl.-Ing. Boris Peter, Knippers Helbig Advanced Engineering, Stuttgart Filigrane, gekrümmte Winkelstützen aus UHPC Dr.-Ing. Jochen Meitz, IAB - Institut für Angewandte Bauforschung Weimar gemeinnützige GmbH

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 A5

61. BETONTAGE Betonfertigteile im Fokus Beiträge rund um die Vorfertigung von Betonbauteilen bilden den Schwerpunkt des Fachprogramms. Im Podium 3 Konstruktiver Fertigteilbau I steht der Einsatz von Fertigteilen im Brückenbau im Mittelpunkt. Zahlreiche Brücken sind den heutigen Verkehrsbelastungen nicht mehr gewachsen und müssen erneuert werden. Die Fertigteilbauweise kann einen Beitrag leisten, um die Bauzeiten zu verkürzen. Dass sich diese bewährt hat, verdeutlichen Beispiele aus dem Ausland. Auch der selbstverdichtende Beton ist dort weit verbreitet. Sein Einsatz kann die Wirtschaftlichkeit von Produktionsprozessen erhöhen. Vorgestellt wird auch das von den Verbänden der Betonfertigteil industrie ausgearbeitete Konzept, wie in Folge des EuGH-Urteils zukünftig Fertigteile in Deutschland verwendet werden sollen. Innovative technische Lösungen stellt das Podium 6 Konstruktiver Fertigteilbau II vor. Beispielsweise das Forschungsprojekt „ETA-Fabrik“, bei der von den Maschinen bis zur Gebäudeausrüstung und -hülle alles darauf ausgerichtet ist, Energie effizient zu nutzen. Präsentiert werden auch ein versuchsgestütztes Ingenieurmodell zum Tragverhalten von Sandwichdachelementen mit dünnen Betonschalen und stiftförmigen Verbundmitteln aus glasfaserverstärktem Kunststoff, ein neu entwickeltes Korbwandbewehrungssystem sowie ein Bauelement, das eine aus reichende thermische Entkopplung der Stahlbetonstütze von der Stahlbetondecke ermöglicht. Zudem wird über die Ergebnisse der Untersuchung hinsichtlich des Ermüdungstragverhaltens von Elementdecken mit Gitterträgern unter zyklischer Belastung berichtet. Ein Vortrag zu den Ursachen und möglichen Lösungen bei Haarrissbildung und Verunreinigungen von Sichtflächen durch die Lagerung ergänzt das Programm. Neben gestalterischen Aspekten nehmen umweltpolitische Anforderungen immer mehr Einfluss auf die Planung des öffent lichen Raums – Lärmminderung, Luftreinhaltung, Starkregen sind einige der Stichworte. Das Podium 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau zeigt die Potenziale der Branche für eine zukunftsorientierte Flächengestaltung auf. Berichtet wird auch über den aktuellen Stand der FGSV-Regelwerke „ZTV Pflaster“ sowie des Merkblatts „Lärmarme Pflasterbauweisen“. Ein weiterer Beitrag geht auf die unterschiedlichen Aspekte der anerkannten Regeln der Technik ein und unterbreitet Vorschläge zur Inhaltsbestimmung. Auch rechtliche Aspekte beispielsweise zur Haftung bei Frost-Salz-Schaden oder zur aktuellen Rechtsprechung des BGHs hinsichtlich hinzunehmender Un regelmäßigkeiten oder zugesicherter Produkteigenschaften, werden behandelt. Mit dem Klimawandel und den damit einhergehenden Herausforderungen befasst sich das Podium 4 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik. Neben den Ursachen von urbanen Sturzfluten werden anhand der Großbaustelle „Speicherbecken Simmering“ in Wien und des Entlastungskanals Bonn-Mehlem Lösungswege aufgezeigt. Außerdem werden neue Werkstoffe für Betonrohre, die im Rahmen des Forschungsprojektes WiTraBau entwickelt wurden, hinsichtlich ihrer industriellen Anwendbarkeit kritisch beleuchtet. Ein juristischer Blick wird auf Prüf- und Rügepflicht sowie kaufmännische Mängelhaftung bei Rohr- und Schachtanlieferung sowie die „richtigen“ Prüfverfahren bei der Dichtheitsprüfung von Rohren und Schächten geworfen. Nicht fehlen darf ein Update in Sachen Normen und Arbeitsblätter,

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

e twa zur DIN EN 1610 oder zum DWA-A 139 „Einbau und Prüfung von Abwasserleitungen und -kanälen“. Das Podium 7 Leichtbeton präsentiert u. a. die neue Erdbebenfibel, die die Anwendung der verschiedenen Nachweisformate an praxisnahen Beispielen vorführt sowie aktuelle SoftwareTools für Planer zur Erbringung bauphysikalischer Nachweise. Vorträge zu einem neuen Leichtbeton sowie zu Mineralschaum als Füllstoff stehen ebenfalls auf der Agenda. Außerdem wird die Bedeutung des EuGH-Urteils C-100/13 für die Befestigungstechnik in Beton und Mauerwerk erörtert. Anhand realisierter Projekte im In- und Ausland wird im Po dium 12 Betonwerkstein und Podium 9 Beton in der Architektur das Gestaltungspotenzial des Baustoffs eindrucksvoll demonstriert. Aber auch betontechnologische Fragen kommen nicht zu kurz, beispielsweise was es bei der Auswahl der Gesteinskörnungen zu beachten gilt oder welche Befestigungs technik für Betonwerksteinfassaden auf dem Markt angeboten werden. Planen mit Beton Das Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung informiert u. a. über das aktuelle DAfStb-Heft 629 „Bestimmung charakteristischer Betondruckfestigkeiten und abgeleiteter Kenngrößen im Bestand“ sowie das neue DBV-Merkblatt zur Begrenzung der Rissbildung im Stahlbeton- und Spannbetonbau. Des Weiteren werden neue Möglichkeiten der Heißbemessung, neuartige Durchstanzbewehrungssysteme für Fundamente und Flach decken sowie eine verbesserte Form- und Bewehrungsfindung für typische Bauelemente wie Rahmenknoten, Konsolen, Fundamente oder Lasteinleitungsbereiche vorgestellt. Außerdem werden die Ergebnisse einer Untersuchung zur Querkraftbemessung von einachsig gespannten Stahlbetonplatten unter Einzellast präsentiert. Innovationen in der Betontechnologie Das Innovationspotenzial der Branche aufzeigen, ist eines der Ziele der BetonTage. Im Rahmen des Podiums 1 Von der Forschung zur Praxis werden Ergebnisse aktueller Projekte, etwa von WiTraBau, vorgestellt. Beiträge zu den Einsatzmöglich keiten hoch-biegezugfester Betone, zu multifunktionalen Fertigteilen aus Carbonbeton, zu neuen Erkenntnissen und Prognosemodellen für Frostschäden sowie zu Fließverbesserern für hochfeste und ultrahochfeste Betone sind weitere Beispiele. Mit den Potenzialen der Betonbauteile von morgen befasst sich das Podium 11. Präsentiert werden u. a. thermische Betonspeicher, multifunktionale Fassadenelemente und Winkelstützen aus UHPC, Fertigteile aus stahlfaserverstärktem Ultrahochleistungsbeton sowie die Einsatzmöglichkeiten von Textilbeton. Berichtet wird auch über ein Forschungsvorhaben zu einer robotergestützten additiven Fertigung von Betonbauteilen. Eine Ausstellung mit rund 160 namhaften Unternehmen aus der Zuliefer-, Maschinen- und Softwareindustrie begleitet den Kongress.

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Die 30 cm bis 35 cm starke Stahlbeton decke wurde in einem Stück mit einem Zwei neue Hochbehälter auf dem Kirchlangsam erhärtenden Beton mit 56 Tagen berg erweitern die Speicherkapazitäten Abbindezeit betoniert. PERI Chemnitz plante und lieferte auch hierfür die ideale Schalungs- und Traggerüstlösung auf Basis der MULTIFLEX Träger-Deckenschalung mit GT 24 Schalungsträgern und ebenfalls des PERI UP Flex Modulgerüstsystems. Berücksichtigt wurden sowohl das Gefälle der Sohlplatte als auch das der Decke. Als UnterstützungskonstruktiPERI Schalungs- und Gerüstlösungen sorgten beim Ersatzneubau der Pots on für die GT 24 damer Hochbehälter für eine hohe Ausführungsqualität. Doppeljoche dienten 82 freistehende, der Potsdamer Wasserversorgung und bis zu 6,50 m hohe MDS Stütztürme aus stellen das Versorgungsnetz langfristig dem PERI UP Flex Gerüstprogramm. sicher. Die bisherigen Wasserspeicher werden sukzessive durch neue Kammern mit größerem Speichervolumen ersetzt. Traggerüstmontage mit systemintegrierter Derzeit entsteht der erste der beiden Sicherheit identischen Rundbehälter in StahlDer stehende Aufbau beim PERI UP Flex betonbauweise mit einem InnendurchStützturm MDS erfolgte konsequent im messer von 40 m und 7.000 m3 FassungsSchutz eines umlaufenden Geländers. vermögen. Die Bauwerke sind ausgelegt für eine spätere Erdüberdeckung, um Denn mit dem Montieren von MDS Rahmen und Horizontalriegeln wanderte konstante Bedingungen zu gewährgleichzeitig auch die Arbeitsebene Schritt leisten. für Schritt nach oben. Die MDS Beläge ließen sich dabei einfach an den jeweils Wandschalung und Gerüst obersten Gerüstriegeln einhängen – ohne zusätzliche Arbeitsschritte sowie ohne Das Baustellenteam des Neukirchener Werkzeug und Zusatzbauteile. Hoch-, Tief- und Anlagenbauunternehmens Krause & Co. GmbH betonierte die Die Beläge im Stützturm MDS werden in 35 cm starke und 6,50 m hohe Außeneiner immer wiederkehrenden, gleichen wand während der Wintermonate in Montageabfolge eingebaut. Der Anwen13 Takten. Die jeweils 10 m langen der befindet sich in allen MontagesituatioWandabschnitte wurden im Pilgerschrittnen immer in gesicherter Position, denn verfahren mit VARIO GT 24 TrägerRahmen und Riegel sichern als Geländer Wandschalungselementen polygonal gejede neue Ebene, bevor sie überhaupt beschalt. Die Herstellung der Mittelwand treten wird. Die besondere Montagelogik erfolgte mit der bewährten TRIO Rahmit dem systemintegrierten Arbeitsschutz menschalung. Ergänzt wurde die PERI sorgt somit für maximale Sicherheit und Schalungslösung durch die Verwendung beschleunigt den Auf- und Abbau sowie des PERI UP Flex Modulgerüstsystems: die Schalungsarbeiten auch in großer Für die Armierungs- und BetonierarbeiHöhe. ten fanden kranversetzbare Bewehrungsgerüste Verwendung, zudem ermöglichte www.peri.de

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SCHALUNGSTECHNIK

Nesserlander Schleuse Emden erhält Betonkammer – Fertigstellung 2017 Ein weiteres großes Wasserbauwerk an der Nordsee wird demnächst fertiggestellt. Um den diffizilen Anforderungen gerecht zu werden, wurde auch an der Nesserlander Schleuse in Emden eine spezielle Schalhaut eingesetzt, die die Randbetoneigen schaften entscheidend unterstützt. Eine erhöhte Randbetonfestigkeit bewirkt, dass der Beton gegenüber Meerwasser, Frostschäden und Chloriden widerstandsfähiger ist. Gerd Ploeger von der Westag & Getalit AG betreute für den westfälischen Holzwerkstoffhersteller diese Baustelle und beriet sie bezüglich des optimalen Einsatzes.

Küstenschifffahrt vorbehalten und kann Boote sowie Schiffe bis 5.500 BRT schleusen. Während der Bauphase (wohl bis 2017) muss nun die große Seeschleuse den gesamten Verkehr ab wickeln. Betrieben wird der Hafen von der Niedersachsen Ports GmbH & Co. KG mit Sitz in Oldenburg. Im tideoffenen Außenhafen stehen 2.200 Meter Kaianlagen zur Verfügung, ausgestattet mit den entsprechenden Logistiksystemen wie Ro-Ro-Rampen und Gleisanschlüssen. In der Windenergiebranche hat sich der Emder Hafen als Basishafen für das On- und Offshoregeschäft etabliert. Und ca. 1,4 Mio. Auto mobile wurden 2015 über den Emder Hafen verschifft.

Nutzbare Breite der Schleuse vergrößert Der gesamte Rohbau wird von der ARGE Neumann und Prien ausgeführt. Die erforderlichen ca. 30.000 m3 Transportbeton liefert das Sibo-Betonwerk Emden in Liefergemeinschaft mit der Union-Beton.

Kleine Schleuse für die Küstenschifffahrt Zum Hafen Emden gehören sowohl einer der größten tidefreien Binnenhafen Deutschlands, als auch eine der größten Seeschleusen. Die Große Seeschleuse ist 260 m lang, 40 m breit und 11,50 m tief. Ergänzt wird sie durch die kleinere Nesserlander Schleuse, die zurzeit saniert und erweitert wird. Sie ist der

126 Jahre alt ist die am Nordende des Außenhafens liegende Nesserlander Schleuse, deren Komplettsanierung längst fällig war. Vor das alte Außenhaupt und das Binnenhaupt der Schleuse werden außendeichs bzw. binnendeichs jeweils neue Schleusenhäupter mit Schiebetoren erstellt und dabei die nutzbare Breite auf ca. 18 m, die Drempeltiefe auf NN -7,0 m und die nutzbare Schleusenkammerlänge auf etwa 170 m verändert. Die Gesamterneuerung, so der Betreiber, sichert ein sturmflutsicheres Niveau und berücksichtige die Belange der modernen Binnen-, Küsten- und Sportschifffahrt. Aike Wollersheim, Teilprojektleitung Ingenieurbau der Niedersachsen Ports: „Baubeginn war bereits 2010. Da sich jedoch die während des Baus vorge-

7500 m3 Unterwasserbeton, 1,2 m starker Sockel

Bild 3

Kammerwände mit RS special geschalt

Bild 2

Rutschhemmende und dichte Oberflächen

Bild 4

Blick von der Schleuse Richtung Nordsee

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

(Fotos: Westag & Getalit)

Bild 1

SCHALUNGSTECHNIK

fundenen Bedingungen änderten und auch die Geometrie des Bauwerks verändert werden musste, verzögerte sich die Maßnahme“. Die Gründungskonstruktion der Schleuse besteht aus glatten Lotpfählen zur Ableitung der vertikalen Lasten sowie verpresster Schrägpfähle zur Aufnahme der Horizontallasten. Die Sanierungsmaßnahmen gliedern sich in die Abschnitte: Neubau Außenhaupt; Wiederherstellung Hochwasserschutz; Abbruch Binnenhaupt und anschließender Neubau an gleicher Stelle; Erneuerung der Schleusenkammerwände nach Abbruch der alten Schleusenkammer; Neubau einer leistungsfähigen Klappbrücke und Anpassung an die neue Durchfahrtsbreite von 18,00 m; Rückbau der Schleusendeiche, Einpassung der Anlage in das Hafenensemble Nesserland / Borkumkai Erneuerung und Ausbau der Straße „An der Nesserlander Schleuse“.

Bis zu 30.000 m3 Transportbeton erforderlich Bis zum Ende der Bauzeit wird ein Gesamtvolumen von ca. 30.000 m3 Transportbeton benötigt werden. Davon sind bereits ca. 7.500 m3 Unterwasserbeton C30/37 XS2, Konsistenz F6 mit langsamer Festigkeitsentwicklung, zum Einsatz gekommen. Die Unterwasser-Betonsohle hat eine Stärke von ca. 1,2 m, sie wurde teilweise von Industrietauchern eingebaut. Ende 2013 war die Baugrube gelenzt und der Bau der Außenhäupter konnte vorbereitet werden. Dem schloss sich der Bau der Kammerwände an. Die bis zu 18 m-hohen Wände wurden mit einem Doka-System als einhäuptige Schalung erstellt, auf das die RS special geschraubt war. Es wurde im Pilgerschritt betoniert und die acht Schalhautsätze im Wochenrhythmus gewechselt die erforderlichen ca. 12.000 m3 Beton C30/37, F4 wurden mit der Betonpumpe eingebaut. Nach dem Ausschalen zeigten sich die Wände in bester Sichtbetonqualität.

Baustellenerprobte RS special im Einsatz Da die Betonoberflächen der Kaianlagen permanent der Witterung ausgesetzt sind, mussten sie besonders witterungsbeständig und langlebig gebaut werden. Gerd Ploeger: „Bei der Definierung der Schalhaut entschied man sich für die RS special. Sie ist seit Jahren auf zahlreichen ähnlichen Baustellen erprobt und ihr Einsatz ermöglicht eine ausreichende Oberflächenhärte“. Als saugende Patte nimmt die RS special das beim Betonieren an der Schalungsplatte sich bildende Überschusswasser auf. In der Folge reduziert sich der W/Z Faktor und die Oberflächendichte nimmt signifikant zu. Darauf kommt es im Randbereich hauptsächlich an, denn dies mache den Beton widerstandsfähiger gegen äußere Einflüsse wie z. B. Chloride, Carbonatisierung, Meerwasser und Frostschäden. Westag & Getalit produziert die RS special-Schalungsplatten mit einer nur geringen Eigenfeuchte von ca. 8 %. Ein gleich mäßiges Saugverhalten werde bewirkt, wenn die Schalhaut vor dem erstmaligen Einsatz auf ca. 15 bis 18 % Holzfeuchte angehoben werde, was normalerweise schon durch die Luftfeuchtigkeit auf der Baustelle geschehe.

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SCHALUNGSTECHNIK

Betonkunstwerke für Prag Hände, Schuhabdrücke, Werkzeug und ganze Bäume – im Neubau auf der bekannten Národní Straße hinterlässt Doka Spuren. Das ist erwünscht. Der Sichtbetonkern des monolithischen Gebäudes im Herzen Prags ist vom Unter- bis zum Dachgeschoß mit kunstvollen Abdrücken geprägt.

Bild 2

Im Zentrum Prags entsteht derzeit ein neues Einkaufs- und Büro zentrum, der Palác národní, mit Schalungstechnik von Doka.

tik sowie kunstvolle Ausführungen erfordern beide präzise Schalungstechnik.

Bild 1

An den Wänden des Palác národní hinterlässt Doka Spuren. Dazu werden verschiedene Objekte an der Schalhaut der Rahmenschalung Framax Xlife befestigt, mit Trennmittel behandelt und nach dem Ausschalen wieder entfernt.

Der außergewöhnliche Entwurf des Architekturbüros Ing. Arch. Stanislav Fiala/Fiala + Nmec s.r.o spiegelt die Vielseitigkeit, die das Material Beton mit sich bringt, wider: pure, schlichte Ästhe-

Typenstatik nach DIN EN 12812? – ja sicher. Alu-Schalungsgerüst TITAN

Unterschiedliche Einlegearbeiten Sowohl an Decken als auch an Wänden befinden sich in jedem Stockwerk unterschiedliche Einlegearbeiten, wie z. B. Abdrücke von Steinen und Ziegeln, von Seilen und Stoffen oder von verschiedenen Werkzeugen. Um diesen besonderen architektonischen Anforderungen gerecht zu werden, setzt Doka vor allem auf seine Produkte Framax Xlife und Dokaflex, die jeweils ein erstklassiges Betonbild erzeugen. Aber auch maßgefertigte Sonderschalungen des Doka-Fertigservice kommen auf dieser Baustelle zum Einsatz. Insgesamt sind 30.750 m2 Doka-Schalung in Verwendung. Dabei läuft bewusst nicht immer alles glatt. Um eine bestimmte Maserung in der Betonoberfläche zu erzeugen, werden die Doka-Schalungsplatten an einigen Stellen gezielt durch OSB-Platten, Holzwolle-Leichtplatten oder gehobelte Bretter ersetzt. Für die Herstellung der Abdrücke werden die Objekte selbst an der Schalhaut befestigt, mit Trennmittel behandelt und nach dem Ausschalen wieder entfernt.

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A10

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bei den Wänden des Palác národní kommt vor allem die Rahmenschalung Framax Xlife zum Einsatz. Der stabile Stahlrahmen und die Xlife-Platte sorgen für hervorragende Betonergebnisse und ein geordnetes Fugenbild durch Elementraster. Ein Vorteil der Xlife-Platte ist ihre hohe Widerstandsfähigkeit gegen Kratzer und Rüttelschäden, dank der kunststoffvergüteten Oberfläche. Diese verhindert ein Absplittern bei Nagellöchern und macht eine Reinigung mit dem Hochdruckreiniger möglich. Auch die Decken des Palác národní sind individuell geprägt. Hier kommt das schnelle Handsystem Dokaflex zum Tragen. Die Träger-Deckenschalung Dokaflex kann durch Teleskopieren der Träger perfekt an Säulen und Wände angepasst werden. Durch die freie Wahl der Schalhaut bietet dieses System die passende Lösung für verschiedene Anforderungen. Beim Palác národní wird vor allem die Schalungsplatte 3-SO eingesetzt. Diese Dreischichtplatte aus Fichte ist wegen der hohen Ver arbeitungs- und Holzqualität auch für Sichtbeton geeignet. Sie

SCHALUNGSTECHNIK

(Fotos: 1, 3+4 Doka, 2 Development by Sebre)

Bild 4

Bild 3

Die Decken des Palác národní werden mit Reliefs geprägt. Zum Einsatz kommt die Träger-Deckenschalung Dokaflex, bei der die Schalhaut frei wählbar ist.

ist langlebig, hat eine hohe Formstabilität und ist durch eine umlaufende Randleiste leicht zu reinigen.

Beton bunt gemischt Außergewöhnlich sind auch die teils färbigen Betonwände des Palác Národni. Dazu wird in der Fabrik Farbe zum Beton hinzugegeben und während des Transports zur Baustelle gemischt. Beim Schalen ist besonders darauf zu achten, dass die jeweilige Ladung Farbbeton aushärtet, bevor eine neue Schicht betoniert werden kann. Ansonsten kann es zu ungewollten Verfärbungen kommen. Sicherheit hat auf der Baustelle Priorität. Beim Palác národní setzt die Baufirma Terracon daher auch auf das Doka Seiten-

Das Seitenschutzsystem XP bietet eine universelle Absturzsicherung bei Schalung und Rohbau.

schutzsystem XP. Das System besteht aus Stehern, die mit allen Formen des Seitenschutzes (Holzwehren, verzinkten Gittern, etc.) kombinierbar sind. Diese Absturzsicherung ist universell einsetzbar, etwa bei Schalung, Treppenläufen sowie Gebäudekanten. „Wir haben die Steher mit dem Schutzgitter XP kombiniert. Das macht es nicht nur einfach zu montieren, sondern auch sicher in der Anwendung. So verhindern wir, dass Arbeiter die Holzbretter des Geländers ‚ausborgen‘ und damit Lücken im Geländer entstehen“, so Bauleiter Miroslav Mrázek von Terracon. Ein weiterer Vorteil des Systems ist die vereinfachte Baustellenlogistik – so benötigt das Seitenschutzsystem XP um ein Drittel weniger Lager- und Transportvolumen. Bautafel: Palác národní, (Nationalpalast), Prag Baustart: Oktober 2014 Im Einsatz: Rahmenschalung Framax Xlife, Dokaflex mit Schalungsplatte 3-SO, Seitenschutz system XP, Doka Fertigservice Investor: Palác Národní Plc Bauträger: SEBRE, a.s. Auftraggeber: Terracon a.s. Entwurf: Architekt Ing. Arch. Stanislav Fiala Fiala + Nmec s.r.o. Schalungsplanung: Doka Tschechien www.doka.com

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 A11

BETONFERTIGTEILE

Evolution der Platte – Modulare Unterkünfte für Flüchtlinge in Berlin An mehreren innerstädtischen Standorten in Berlin errichtet die Senatsverwaltung in »Modularen Unterkünften für Flüchtlinge« (MUF) menschenwürdige Wohnplätze für Flüchtlinge. Die Unterkünfte werden massiv hergestellt und mit Nachnutzungen langfristig betrieben.

Bild 2

Ansicht Unterkunftsgebäude [M. 1:500]

Bild 3

Fassadenschnitt und -ansicht

Flüchtlingsunterkünfte waren bis 2015 keine staatliche Bauaufgabe in Berlin, da die Unterbringungsbehörde – das Landesamt für Flüchtlingsangelegenheiten (LAF) – diese Einrichtungen von Betreibern mit allen erforderlichen Leistungen (»Sorglospaket«) anmietete. Kritik an den hohen Unterbringungskosten und der auch teilweise schlechten Betreuung der Flüchtlinge führte zu einem »Paradigmenwechsel«. Unter dem Druck der großen Zahl der Asylbegehrenden ab dem Sommer 2015 waren hier schnelle Planungs- und Bauverfahren gefragt. Da landeseigene Grundstücke nur nach lang andauernden Abstimmungsprozessen zur Verfügung gestellt werden konnten, wurde in kurzer Zeit ein Typenentwurf – unabhängig von den künftigen Standorten – für eine dauerhafte und ggf. nachnutz bare Flüchtlingsunterkunft entwickelt, der an allen künftigen Standorten eingesetzt werden kann. Neben der Einsetzbarkeit an verschiedenen Standorten stand beim innerhalb von sechs Wochen erarbeiteten Typenentwurf auch eine menschenwür dige Unterbringung im Vordergrund. So sind in einem quadra tischen Regelgeschoss je zwei Doppelzimmer in den äußeren Ecken angeordnet, getrennt durch den Gemeinschaftsbereich (Küche, Aufenthalt), den Erschließungskern (Treppenraum und Aufzug) sowie die gemeinschaftlich genutzten Sanitärbereiche für 15 Bewohner. Das gleichgroße EG verfügt über vier wohnungsähnliche Einheiten mit jeweils zwei Doppelzimmern, Küche und Bad, wobei eine Einheit barrierefrei ist. In einem fünfgeschossigen Grundmodul leben maximal 75 Bewohner. Auf den zur Verfügung stehenden Grundstücken wird dieses Grundmodul als Zweier-, Dreier- oder Viererkombination – abhängig vom Zuschnitt der Grundstücke – angeordnet, so dass Gemeinschaftsunterkünfte für bis zu 450 Bewohner ent stehen. (Bild 1)

An jedem Standort werden die Grundmodule durch ein Funk tionsmodul, das nur einmal pro Unterkunft benötigte Räume (Pforte, Gemeinschaftsraum, Sozial- und Personalräume) enthält, ergänzt. Um auf unterschiedliche Bewohnerzahlen und grundstücksspezifische bzw. städtebauliche Bedingungen reagieren zu können, wurde das Funktionsgebäude in eingeschossiger und zweigeschossiger Ausführung in alternativen Größen ebenfalls als Typenbauten geplant. Aus der Lage des Realisierungs standortes und der Grundstücksbeschaffenheit wurde die Anordnung der Gebäude, Wege und Art der technischen Erschließung hieraus jeweils individuell entwickelt.

Entwicklung des Gebäudetypus Bereits vor den ersten Entwurfskonzepten wurde eine Marktanalyse über mögliche Fertigteilsysteme und europäische Systemanbieter durchgeführt. Nach Abwägung der Rahmenbedingungen wurde eine dauerhafte Konstruktion aus tragenden Fassadenelementen – lasierte Betonfertigelemente mit Kern dämmung –, aussteifenden Betonfertigteilwänden im Kern bereich, örtlich hergestellten Stützen und systemgeschalten Sichtbetondecken konzeptioniert.

Bild 1

Lageplan Flüchtlingsunterkunft Wittenberger Straße [M. 1:2000]

A12

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Jedes Wohnmodul wird durch ein eigenes, den Eingangsbereichen vorgeschaltetes kompaktes Erschließungsbauwerk in Form einer kombinierten Treppen-/ Rampenanlage erschlossen. Vordächer schützen den Eingangsbereich. Die Anlage vermittelt zwischen dem um ca. 30 cm erhöht ausgeführten Erdgeschoss

BETONFERTIGTEILE

und den standortspezifischen Topographien und schafft so gleichsam den Raum für den Gebäudesockel und den notwen digen Abstand zu den angrenzenden Außenanlagen. In den oberen Etagen wird die horizontale Erschließung über Doppelflure gewährleistet. Diese erschließen modulübergreifend die zentralen Foyers, die Zimmer der Bewohner als auch die Damen- bzw. Herren-Nassbereiche mit Bad-, Dusch- und WC-Räumen in der Mittelzone der Gebäude. Die Zugänge der Damen-/HerrenNassbereiche sind getrennt und gegenüberliegend vorgesehen. (Bild 2)

ckenflächen in den Zimmern sind aus Sichtbeton, die Wände werden mit einem Farbanstrich versehen. Die Bodenbeläge in Fluren, Aufenthaltsräumen und Sozialräumen sind aus Linoleum. Steinzeugfliesen werden im Durchgangsflur und Sanitärbereich eingesetzt. Alle Badbereiche werden voll gefliest. Die Zimmer, Badbereiche sowie verschiedene Verwaltungs- und Nebenräume werden gemäß der Vorgaben EnEV mechanisch be- und entlüftet. In den Wohnräumen wird eine Fußbodenheizung installiert.

Wohngemeinschaftsküchen mit Aufenthaltsraum sind jeweils gegenüber den Treppenhäusern an den zentralen Foyers platziert. Aufzüge werden nur im 1. bzw. 3. Modul eingebaut. In den weiteren Modulen wird der Aufzugsschacht ebenfalls realisiert, die Decken werden rückbaubar ausgeführt.

Herstellung Geschossdecken In Abstimmung mit dem Architekten wird für die Herstellung der Geschossdecken das Deckenschalungssystem DOKADEK 30 eingesetzt. Nach sehr kurzer Einarbeitungszeit durch die

Motiv Fertigteile, Juniorpage

Das Funktionsgebäude Die Standorte werden über die Funktionsgebäude verkehrs- und medientechnisch erschlossen. Das Funktionsgebäude ist das »Torhaus« zur vollständig eingefriedeten Liegenschaft und als reiner Zweckbau zu verstehen. Im Funktionsgebäude werden die Anschlusszentralen aller Medien der Gesamtanlage, Arzt- und Sozialräume, Multifunktionsräume mit zugehörigen Nebenräumen, Waschküche für die Bewohner, Lager- und Sonder räume in jeweils gegliederten Nutzungsbereichen zusammengefasst.

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Stabilität.

Qualitäten des Typenbaus Alle Fenster und Außentüren bestehen aus nahezu raumhohen, gepulverten Aluminiumelementen mit Sonnenschutzverglasung. Die Fenster in den oberen Etagen sind mit einem festverglasten Brüstungselement und einem darüber liegenden Öffnungsflügel ausgestattet. Zimmerseitig werden die asymmetrisch zur Raumachse platzierten Fenster durch eine umlaufende Zarge veredelt und gemeinsam als gerahmtes Bild auf die Zimmeraußenwand gesetzt. (Bild 3) In den Erdgeschossen werden die Fensterelemente raumhoch ausgeführt und dienen dem direkten Zugang zu den Freianlagen. Die De-

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BETONFERTIGTEILE

nwender ist man in der Lage, eine Decke mit ca. 325 m2 mit A einem Schaltrupp von drei Personen an einem Tag einzuschalen und mit dem gleichen Aufwand inklusive Umlagerung zur nächsten Decke auszuschalen. (Bild 4) Insgesamt werden für die Herstellung einer »Moduldecke« inklusive Bewehrung und Betonage 3,5 Tage benötigt. Aktuell sind ca. 7.700 m2 Deckenschalung und 2.000 Notstützen für die gleichzeitige »Produktion« der Decken an vier Standorten mit jeweils sechs Modulen eingesetzt. Da die Platzsituation auf den Baufeldern sehr beengt ist und es nur wenige Möglichkeiten für die Lagerung von Material gibt, wurde mit der Einrichtung eines Lagers für alle Standorte ein zentraler Bauhof, an dem u. a. die Schalungen für die Wiederverwendung aufbereitet werden, geschaffen.

Fertigteile

Teile geschieht IT-gestützt, die Lieferung von täglich ca. 30 Fertigteilen erfolgt mit speziellen Transporteinheiten, sogenannten Innenladern, »just-in-time« auf die Baustelle. Damit eine kontinuierliche Lieferung der Teile vom Werk zu den Projekten gewährleistet werden kann, auch bei Ablaufänderungen im Projekt, liegen ca. 1.300 Teile abruf- und transportbereit in den Lagern der beiden Werke. Für den Gesamtauftrag werden die beiden Werke ca. 47.200 t Fertigteile produzieren und diese in ca. 2.100 Transporten in die Innenstadt von Berlin liefern.

Effektive Produktion Die kerngedämmten Außenwände sind tragend als bis zu 7,50 m × 3,15 m große, bis 12 t schwere Stahlbetonfertigteile (Sandwich-Elemente) ausgeführt. Der Stahlanteil liegt bei 0,47 t. Die tragende Innenschale hat eine Stärke von 16 cm, gefolgt von der 16 cm starken Kerndämmung und der gestalteten Außenschale in Sichtbetonqualität mit 10 cm.

Alle Fertigteile werden in den Werken Gröbzig/Halle und Frankenförde hergestellt. Die Planung der Fertigteile lag in der Verantwortung des technischen Büros der Unternehmensgruppe. Durch das Modulkonzept der MUF konnte der Serienfaktor, der gängigerweise bei 2,5 liegt, für die Herstellung auf 28 erhöht werden. Durchschnittlich wird ein Standort aus ca. 760 Fertigteilen assembliert: 270 Wände ohne Struktur, 330 Wände mit Struktur, 55 Treppen, 65 Podeste sowie ca. 40 Sockel und Deckenplatten. (Bild 5) Insgesamt sind ca. 7.600 Fertigteile an den Standorten Gröbzig und Frankenförde zu produzieren, wobei die Produktgruppe Wand mit ca. 2.700 Wänden ohne Struktur und ca. 3.300 Wänden mit Struktur den Hauptanteil bildet. Die Planung sieht vor, dass zwei Standorte parallel montiert werden. Der Abruf der

Bild 4

Schalung DOKADEK, Aufbau vom Boden

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bild 5

Wand mit Fenster und Struktur nach dem Entschalen

Bild 6

Montagestand Rudolf-Leonhard-Straße

BETONFERTIGTEILE

Holcim gibt Mehrheit an Betonfertig teilwerk in Neubrandenburg ab

(Fotos: Unternehmengruppe Klebl / rmwerbefotografie.de)

Rückwirkend zum 1. September 2016 hat die bwb Beteiligungsgesellschaft mbH & Co. KG im Herbst 2016 vom Baustoffproduzenten Holcim die Mehrheit der Gesellschaftsanteile an der VETRA Betonfertigteilwerk GmbH & Co. KG in Neubrandenburg übernommen.

Bild 7

Während der Bauzeit waren die MUF in der Wittenberger Straße mit einem von Jugendlichen gestalteten Bauzaun umgeben

Die Betonfertigteile mit verschiedenen Oberflächentexturen (Matrizen/glatter Sichtbeton) und Tiefenstaffelungen wurden auf Schaltischen liegend produziert. Unterschieden wird bei jedem Fertigteilelement der Fassade zwischen den dreigeteilten, schalglatten Fensterfaschen – die in der Tiefe um 10 mm gegeneinander verspringen – und der mit horizontaler Struktur versehenen Matrizenfläche. Die Fasen an den Schalungsrändern wurden jeweils auf die Herstellungs- und Montageerfordernisse abgestimmt und betragen zwischen 5 und 15 mm. (Bild 6)

Die bwb Beteiligungsgesellschaft ist die Holdinggesellschaft der fdu GmbH & Co. KG, einem der bundesweit führenden Hersteller von Betonfertigteilen. Mit dem Wechsel der Mehrheitsverhältnisse liegt seit September 2016 die operative Geschäfts führung der VETRA in Neubrandenburg bei bwb. Ca. 40 Mit arbeitende in Neubrandenburg waren von dieser Veränderung betroffen. Holcim bleibt weiterhin als Minderheitsgesellschafter im Unternehmen engagiert. “Hintergrund dieser Entscheidung war, dass wir regelmäßig das Portfolio unserer deutschen Unternehmensgruppe überprüfen und optimieren. Für das Betonfertigteilwerk in Neubrandenburg ergeben sich mit dem neuen Mehrheitsgesellschafter noch bessere Zukunftschancen. Ich danke allen Mitarbeiterinnen und Mit arbeitern in Neubrandenburg für Ihre bisherige engagierte Mitarbeit und wünsche für die Zukunft weiterhin viel Erfolg. Der Bereich Betonfertigteile hat bei Holcim Zukunft: Mit unserer zu Jahrsbeginn 2016 neuformierten grenzübergreifenden Einheit nordwestdeutscher und niederländischer Tochtergesellschaften ist eine starke Einheit entstanden, die aktuelle Entwicklungen in der Bauindustrie aufnimmt und auch weitere interne Forschungsund Entwicklungsinitivativen für innovative Produkte von LafargeHolcim unterstützen wird“, erklärte Jens Diebold, Vorsitzender der Geschäftsführung der Holcim (Deutschland) GmbH. www.holcim.de

Die Geschossfugen der Großelemente wurden horizontal ablesbar gestaltet. Die vertikalen Fugen wurden jeweils angrenzend mit den schalglatten Flächen der Fensterfaschen im Übergang zur Matrizenfläche der horizontal angrenzenden Platte kombiniert, so dass die Fuge kaum ablesbar zurücktritt. Die Fugen werden mit Brandschutzschnüren verschlossen und dauerelastisch verfugt. Die MUF-Projekte sind nicht nur wegen ihres Umfangs – Klebl zeichnet jeweils für alle Rohbau- und Ausbaugewerke verantwortlich – eine Herausforderung, sondern auch wegen des hohen Aufwands für die Koordination von bis zu 6 Standorten gleichzeitig: Durch die leistungsstarken Fertigteilwerke, motivierten und kompetenten Mitarbeitern und ein flexibles Logistikkonzept wurden die vereinbarten Zeitpläne eingehalten. www.klebl.de

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 A15

BETONFERTIGTEILE

Thermowand-Elemente für den Wohnungsbau Auf dem ehemaligen Areal eines Textilherstellers in Tübingen entstand hochwertiger Wohnraum mit sozialer Komponente. Für eine Baugemeinschaft schufen die Architekten Simon Maier und Bernd Welzer vom architekturmagazin3 zehn Wohneinheiten mit unterschiedlichen Wohnflächen für Studenten und Familien. Mieter wie Eigentümer profitieren nun im Energieeffizienzhaus 55 vom hohen Schallschutz, dem geringen Wärmeverbrauch und der nachhaltigen Bauweise. Die Architekten nutzten die graue Außenschale mit schalungsglatten Oberflächen, die von der Betongüte C 40/50 zeugen, zur bewussten Fassadengestaltung. „Ich finde die Gestaltung mit Beton sehr ansprechend, das Haus wirkt wie ein klassisches, altes Gebäude aus Stein“, erläutert Baubetreuer Hartmut Fritz. Das Büro am3 plante den Wohnungsbau aus doppelschaligen SySpro Betonelementen mit integrierter Kerndämmung. Je nach Hersteller werden diese Betonfertigteilelemente in unterschied lichen Höchstmaßen vorgefertigt und just in time auf die Baustelle geliefert.

Bild 2

Die Architekten stimmten die Fugenplanung exakt auf die Gebäudemaße, die Lage von Fensteröffnungen und Balkonen ab. Die einzelnen Wandflächen bleiben somit fugenfrei.

Bild 3

Die Holzfenster kontrastieren farblich zum Beton. Sie wurden als moderne Kastenfenster umgesetzt.

(Fotos: SySpro/Foto-Grafikatelier – Gudrun de Maddalena)

In Tübingen stellte das Bauunternehmen Koch & Mayer aus Metzingen die einzelnen Fertigteile vom ortsansässigen Her steller Kemmler Baustoffe GmbH mittels Baustellenkran geschosshoch aufeinander und goss sie vor Ort mit Transport beton aus. Mit der SySpro-Thermowand lassen sich wie in Tübingen Energieeffizienzhäuser 55 oder auch Passivhäuser realisieren. Verschiedene Wandstärken (30/36/40/42 cm) mit integrierten Dämmungen bis zu 240 mm sind je nach Anforderung möglich. Anstelle der Außenhaut aus Beton zu zeigen,

könnten SySpro-Häuser auch verputzt werden. In Tübingen kann sich das authentische Ergebnis sehen lassen: Moderne Wohnarchitektur verbunden mit Bestwerten an Energieeffizienz und Schallschutz.

Bild 1

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Jahrelang Industriebrache, jetzt höchst attraktiver Wohnraum: La Tour ein Mehrfamilienhaus in Tübingen-Lustnau aus Betonfertigteilen.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bautafel: Projekt La Tour, Mehrfamilienhaus mit zehn Wohneinheiten, Tübingen-Lustnau Baubetreuung: Michael Weiß, Geschäftsführung und Baubetreuung Hartmut Fritz, Baubetreuung, architekturmagazin3 Architekturbüro, am3 – architekturmagazin3 – Freie Architekten, Tübingen; Kurt Baisch, Hartmut Fritz, Bernd Wezel, Simon Maier Projektarchitekten: Simon Maier, Bernd Wezel Rohbau: Koch & Mayer, Metzingen Wohnfläche: 1.100 m2 Bauprodukte: 425 m2 Syspro-Thermowand Hersteller, Kemmler Baustoffe GmbH, Tübingen www.syspro.de / www.beton-kemmler.de / www.am3.de

BEWEHRUNGS- UND BEFESTIGUNGSTECHNIK

Technologische Optimierungen für Betonfertigteile Je höher der werkseitige Vorfertigungsgrad desto geringer werden Montage- und Ausführungsfehler unter Zeitdruck und widrigen Baustellenbedingungen. Mit zunehmendem Vorfertigungsgrad steigt zudem die Kalkulationssicherheit und optimiert den Bauablauf, da weniger Einzelleistungen und Material für den Bauablauf zu organisieren und zu kontrollieren sind. Besonders die Produktlinie „Slim-Line“ mit ihren abgeflachten Kunststoff-Hohlkörpern ist prädestiniert zum Einsatz in Betonfertigteilwerken, zur Herstellung von Halbfertigteilen und Fertigteilen. Was sich beim Herstellen von Ortbetonkonstruktionen tausendfach bewährt hat, wird durch die Cobiax-Produkterweiterungen und -optimierungen zunehmend für die Betonfertigteilwerke interessant. Denn durch den Einsatz der Technologie des Herstellers in Halbfertigteile und Fertigteile erweitert die Betonfertigteilindustrie ihre Anwendungsgebiete und Absatzmöglichkeiten. Zudem können mit Einsatz der Kunststoff-Hohlkörper die Betonfertigteilhersteller dem Trend folgend, effektivere sowie effizientere Produkte anzubieten, die mehr und mehr gefordert werden, vor allem dann, wenn eine Gebäudezertifizierung nach DGNB, LEED oder BREEAM angestrebt wird. Cobiax kann bis dato auf rund 10 Mio. m2 fertiggestellte Hohlkörperdecken weltweit zurückblicken, sodass die patentierte Technologie, flächige Stahlbetonkonstruktionen gewichtsmäßig

Bild 1

Cobiax-Hohlkörpermodule kombiniert mit Elementdecken. Bei dieser Variante werden die Hohlkörpermodule werkseitig in die Halbfertigteile montiert.

und Material reduzierend zu optimieren, als bautechnisch anerkannt bezeichnet werden kann, zumal für beide Produktlinien – „Eco-Line“ und „Slim-Line“ – jeweils eine bauaufsichtliche Zulassung erteilt wurde. Die Cobiax-Technologie beruht auf dem Erzeugen geschlossener Hohlräume im Inneren einer Stahlbetonfläche, bzw. -decke. Durch die Verwendung dieser geschlossenen Kunststoff-Hohlkörper aus Recycling-Material, wird Beton dort ersetzt, wo er konstruktiv nicht notwendig ist.

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BEWEHRUNGS- UND BEFESTIGUNGSTECHNIK

Dieses patentierte System können sich auch Betonfertigteilwerke zunutze machen, um ihre Halbfertigteile und Fertigteile bautechnisch, ökonomisch und ökologisch zu optimieren, um sich auf diese Art und Weise neue Anwendungen und Märkte zu erschließen.

Die Kombination der Cobiax-Hohlkörpertechnologie mit dem Fertigungs-Know-how der Betonfertigteilwerke bietet weitergehende Vorteile, wie beispielsweise die Möglichkeit nachträg licher Bauteilöffnung, die Integration jeglicher gebäudetechnischer Notwendigkeiten, wie Leitungen, Leerrohre, Einbauten und Aussparungen.

Optimierung durch Reduktion Cobiax-Hohlkörpermodule in Betonhalbfertigteilen Unter identischen Rahmenbedingungen, wie Betongüte, Verformungsbegrenzung, Ausbaulast, Verkehrslast und Spannweite ist eine „Cobiax-Hohlkörperdecke“ bis zu 10 % dünner als eine vollmassive Stahlbetondecke. Des Weiteren lässt sich die statisch erforderliche Biegebewehrung um bis zu 15 % reduzieren. Gleichzeitig reduziert sich die Deckeneigenlast um bis zu 35 %.

Mit dem Einsatz von Cobiax-Hohlkörpermodulen in Element decken erfolgt ein weiterer Schritt in der werkseitigen Herstel-

Bei identischer Eigenlast lässt sich mit einer Hohlkörperdecke des Herstellers eine um bis zu 40 % größere Spannweite gegenüber einer vollmassiven Stahlbetondecke herstellen.

Praxisbeispiele aus der Stahlbetonfertigteilherstellung, die überzeugen Cobiax kann auf eine Reihe von Praxisbeispielen verweisen, die anschaulich verdeutlichen wie einfach die Herstellung von Halbfertigteilen und auch von Fertigteilen ist und vor allem wie effizient und praktisch die Weiterverwendung auf der Baustelle erfolgt.

Bild 3

Cobiax-Hohlkörper fertig eingebaut in der Schalung und zum Betonieren bereit.

Bild 4

Das Ergebnis: Maßgenau mit exakten Kanten und niedrigem Eigengewicht, fertig zum Verladen und Einbauen.

(Fotos: Cobiax)

Die Cobiax-Technologie ist anwendbar bei Fertigteil- und Elementdecken, bei Treppenpodesten, bei Balkonplatten, Fertigteilwänden und Schächten.

Bild 2

Der Einbau der oberen Bewehrungslage und das an-schließende Betonieren unterscheiden sich nicht von der herkömmlichen Aus führung.

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

BEWEHRUNGS- UND BEFESTIGUNGSTECHNIK ANZEIGE lung, witterungsunabhängig und zum Vorteil des beschleunigten Bauablaufs auf der Baustelle. Die Jochabstände lassen sich vergrößern, die Gitterträgergeometrie lässt sich optimieren, es muss weniger Beton bestellt, angefahren, eingebaut und verdichtet werden und die Spannweite von vorgefertigten Deckenplatten lässt sich unter anderem durch das verringerte Deckeneigengewicht vergrößern. Im Fertigteilwerk erfolgt zunächst die Herstellung des Halbfertigteils. Unmittelbar danach werden die Hohlkörpermodule in Reihe oder auch einzeln, je nach Vorgabe des Verlegeplans, in den Frischbeton zwischen den Gitterträgern aufgesetzt und leicht in den Frischbeton der dünnen Halbfertigteilplatte eingedrückt.

Das PFEIFER-Schrägstützenbefestigungssystem MoFi

Nach ausreichender Betonerhärtung werden die Halbfertigteile mit einbetonierten Cobiax-Hohlkörpermodulen auf die Bau stelle geliefert und verlegt. Anschließend erfolgt der Einbau der Stoß-fugen- bzw. Querbewehrung. Der Einbau der oberen Bewehrungslage und der anschließende Betoniervorgang unterscheiden sich nicht von der herkömm lichen Ausführung. Zusätzliche Maßnahmen beim Betonieren zur Sicherung der Hohlkörpermodule gegen Auftrieb sind nicht erforderlich.

Cobiax-Hohlkörpermodule in Betonfertigteilen Im Zuge der Bemühungen effizienter, materialeinsparend und intelligenter zu bauen hat sich ergänzend zur Anwendung der Cobiax-Technologie in Ortbetondecken auch die Verwendung der Cobiax-Hohlkörpermodulen im Fertigteilbau als besonders wirtschaftliche und technisch optimale Lösung etabliert. Beispielsweise im Bereich der Betonfertigteildecken für Ein- und Zweifamilienhäuser, für Büro- und Industrieprojekte sowie für Hotels und Zweckbauten wie Trafo- und Umspannstationen und auch Garagen. Auch Balkon- und Podestplatten haben sich als hervorragend geeignet gezeigt. Die Gewichtsreduktion der Betonfertigteile durch die Hohlkörper aus recyceltem Kunststoff ergeben statische wie logistische Vorteile und erleichtern das Handling beim Einbau. Unter anderem schon deshalb, da die erforderliche Krankapazität erheblich reduziert wird. Bei Balkonplatten als Betonfertigteile, kombiniert mit Hohlkörpermodulen von Cobiax, ergibt sich ein weiterer entscheidender Vorteil, da durch das geringere Bauteileigengewicht die Dimensionierung des thermisch trennenden Bauteils geringer und somit kostengünstiger wird. Gegenüber sonstigen Betonfertigteildecken wie bspw. Hohl dielen können Betonfertigteildecken, hergestellt mit der CobiaxTechnologie, Lasten zweiachsig abtragen und können in beliebiger Plattenbreite - mit und ohne Vorspannung - von nahezu jedem Betonfertigteilwerk hergestellt werden.

Das PFEIFER-Schrägstützenbefestigungssystem MoFi dient zur Fixierung von Schrägstützen an Betonfertigteilen während der Montage der Elemente. Der Anker dient hierbei zur Aufnahme temporär auftretender Lasten, wie beispielsweise Windeinwirkungen. Innovativ: bauaufsichtliche Zulassung Effizient: Verwendung von handelsüblichen Schrauben möglich Flexibel:

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BEWEHRUNGS- UND BEFESTIGUNGSTECHNIK

Neue Zulassung für Schöck Thermoanker erweitert dessen Einsatzgebiet Im Zuge steigender Anforderungen hinsichtlich energieeffizienten Bauens hat Schöck das Einsatzgebiet des Schöck Thermoanker weiterentwickelt. Die neue bauaufsichtliche Zulassung (Z-21.81894) beinhaltet Verbesserungen des Schöck Thermoanker Systems zur Herstellung kerngedämmter Betonwände. Ab sofort können Wände mit Dämmstoffdicken bis zu 350 mm verbunden werden.

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Der Schöck Thermoanker ist die energieeffiziente Alternative zu herkömmlichen Edelstahl-Gitterträgern bei der Bewehrung von kerngedämmten Sandwich- und Elementwänden. (Foto: Schöck Bauteile)

werden kann. Dies gilt, wie bisher, sowohl für aufstehende als auch für frei hängende Vorsatzschalen, die als Sandwich- oder Elementwand konzipiert werden. Diese Erweiterung ist Bestandteil der neuen Zulassung.

Einfache Gestaltung schmaler Fertigteile Eine weitere Neuerung ist die flexiblere Anordnung des diagonal eingebauten Thermoanker Typ TA-D. Gerade bei schlanken, hohen Wandelementen stoßen Planer aufgrund einzuhaltender Randabstände des Öfteren an die Grenzen der Einbaubarkeit. Von nun an ist es möglich, den Thermoanker Typ TA-D auch in einem Radius um den Ruhepunkt herum anzuordnen. Somit entstehen neue Möglichkeiten, schmale Fertigteile herzustellen. Des Weiteren dürfen nun auch beliebig dicke Vorsatzschalen verankert werden. Der Architekt hat somit größere Freiheiten bei der Oberflächengestaltung. Ein zusätzlicher Vorteil der neuen Zulassung besteht darin, dass Fertigteilwerke Wandelemente ab sofort nicht mehr nur vertikal, sondern auch horizontal stapeln und transportieren dürfen. Bei dem Schöck Thermoanker handelt es sich um einen korro sionsfreien Bewehrungsstab aus Glasfaserverbundwerkstoff. Dank seiner geringen Wärmeleitfähigkeit sorgt er bei kerngedämmten Sandwich- und Elementwänden für minimale Wärmebrücken. Der Thermoanker ist Abstandhalter und Zuganker zugleich und wird in zwei Ausführungen angeboten. Der Thermo anker Typ TA-H mit abgeschrägten Enden ist für den Einsatz bei aufstehenden kerngedämmten Betonwänden. Der Thermoanker Typ TA-D mit geraden Enden wird bei freihängenden Betonwänden in Verbindung mit dem Typ TA-H diagonal eingesetzt. www.schoeck.de

(Foto/Abb.: Schöck)

Patentierter Metall-Stecknagel von Schnabl Stecktechnik Bild 2

Der Schöck Thermoanker verbindet die äußere Schale von Elementund Sandwichwänden nahezu ohne Wärmebrücken. (Foto: Schöck Bauteile)

Bislang lag die maximale Dämmstoffdicke, die der Schöck Thermoanker verbinden konnte, bei 200 mm. In aktuellen Versuchen der Technischen Universität Kaiserslautern wurde nun nachgewiesen, dass die Verbindung der Vorsatz- mit der Tragschale bis zu einer Dämmstoffdicke von 350 mm ausgeführt

Im Brandfall kann der Funktionserhalt von sicherheitsrelevanten Elektroinstallationen lebensrettend sein, da er maßgeblich zur sicheren Evakuierung von Menschen beiträgt. Dies betrifft hauptsächlich den Betrieb von Sprinkleranlagen, Lüftungsklappen oder Aufzügen und Notbeleuchtungen. Für die schnelle, zuverlässige und vor allem feuerfeste Befestigung der zugehörigen Verkabelungs elemente hat die österreichische Schnabl Stecktechnik GmbH eine patentierte Montagelösung auf den Markt gebracht: den MDSN Metall-Stecknagel. Im Fall der Fälle ist dessen geprüfter Brandwiderstand F30 bis F90 ein entscheidendes Detail, denn er erlaubt die Anwendung an den meisten nach DIN 4102-12 geprüften Einzelschellen oder Sammelhaltern. Diese müssen den Flammen gemäß der DIN-Richtlinie für mindestens 30 bzw. 90 Minuten standhalten. Doch damit nicht genug. Ein weiterer Vorteil des MDSN – speziell für den Handwerker – liegt darin, dass die Installationshalterungen mit dem Stecknagel in Sekundenschnelle fest in Wand oder Decke verankert werden können. Die Montage ist denkbar einfach: ein Loch mit einem Durchmesser von 6 mm bohren, den MDSN aus rostfreiem Edelstahl durch die vorgegebene Vorrichtung in der Halterung stecken und ihn anschließend mit leichtem Daumendruck bis zum Anschlag ins Bohrloch schie-

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BEWEHRUNGS- UND BEFESTIGUNGSTECHNIK

Die Montage erfolgt innerhalb von Sekunden: Loch bohren, Steck nagel durch die Öse der Vorrichtung stecken und mit dem Daumen ins 6 mm-Bohrloch schieben.

ben. Außer einer Bohrmaschine ist somit keinerlei Werkzeug erforderlich – kein Dübel, keine Schraube, kein Hammer und kein Schraubendreher. Dies bringt eine satte Zeitersparnis von rund 60 Prozent gegenüber den herkömmlichen Befestigungsmethoden. Die patentierte Formgebung der Spreizkörper ermöglicht eine besonders hohe Klemmwirkung des Stecknagels. So ist gewährleistet, dass der MDSN die Vorrichtungen auch unter extremen Bedingungen sicher an Wand und Decke hält.

(Fotos: Schnabl Stecktechnik)

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MDSN ist für die meisten nach DIN 4102-12 geprüften Schellen und Sammelhalter für die Elektroinstallation geeignet.

Der MDSN-Stecknagel von Schnabl Stecktechnik ist von mehreren wichtigen europäischen Instituten geprüft, darunter von der Materialprüfanstalt für das Bauwesen der TU Braunschweig. www.schnabl-steck.at

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(Foto: Max Frank GmbH & Co. KG)

Während Montagevorgängen von Fertigteilwandplatten und hier insbesondere bei Doppelwandelementen gab und gibt es immer wieder Probleme geeignete, zugelassene Verankerungsmittel zu finden. Dies ist insbesondere in den sehr geringen Wandstärken der Elemente begründet.

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(Foto: Pfeifer)

Insbesondere gleicht das Lager Unebenheiten bei Verbindungen von Fertigteilfassaden, Wand-Decken und Wand-Wand aus.

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Wandstärken ab 50 mm stellten vorhandene Verankerungs lösungen beim Thema Betonverankerung vor erhebliche Pro bleme. Auch die Anwendungssicherheit bei bestehenden Kunststoffsystemen, ausgelöst durch zu hohe Anzugsdrehmomente, die ein Versagen der Gewinde verursachen konnten, war durchaus ein nicht zu vernachlässigendes Thema. Mit dem Schrägstützenanker MoFi12 und 16 hat PFEIFER ein Ankersystem im Programm, dass diese Probleme löst – mit bauaufsichtlicher Zulassung. Vervollständigt wird dieses Anker system noch durch die passenden Betonschrauben für den Schrägstützenfußpunkt PFEIFER-ConFi.

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A22

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

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Schon in der Planungsphase sollten deshalb die Umweltbedingungen im Montagezeitraum Beachtung finden. Der planende Ingenieur ist oft jedoch nicht in der Lage, den Montagezeitpunkt zu bestimmen und schon gar nicht das Wetter vorher zu sagen. Ein falsch gewählter Injektionsmörtel kann im Winter zu Bauzeitenverschiebungen und zeitraubenden Rückfragen führen. Ein idealer Injektionsmörtel sollte den Ingenieur mit solchen Fragen nicht belasten und zu jeder Jahreszeit verarbeitbar sein. Mit dem WIT-Nordic hat Würth einen zugelassenen Injektionsmörtel für das Einkleben von Gewindestangen nach Option 1 Beton und im Mauerwerk, der noch bis –20 °C verarbeitet werden kann. Dieser Mörtel liefert die gleichen Bemessungsergebnisse wie der für den Sommer von Würth empfohlene Injekti-

(Foto: Würth)

Die Aushärtezeiten von chemischen Ankern sind erheblich von den Temperaturen im Verankerungsgrund abhängig. Viele zugelassene Injektionsmörtel zum Einkleben von Ankerstangen, Gewindestangen oder Bewehrungseisen benötigen eine Bauteiltemperatur von mehr als 5 °C. Nur so kann sichergestellt werden, dass die Mörtelmasse sicher aushärtet und die Befestigungsmittel zulassungkonform gesetzt werden können.

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Maximaler Durchstanzwiderstand von Flachdecken, Bodenplatten und Gründungen mit Doppelkopfbolzen Der Durchstanzwiderstand ist oftmals maßgebend für die Ermittlung der Dicke von Decken, Bodenplatten und Fundamenten. Die Trag fähigkeit und Dicke kann durch die Verwendung einer Durchstanz bewehrung optimiert werden. Doppelkopfbolzen zählen aktuell zu den effektivsten am Markt verfügbaren Durchstanzbewehrungen. Diverse aktuell verfügbare Europäische Technische Zulassungen (ETA) enthalten die entsprechenden Bemessungsregeln für Boden platten und Fundamente mit den jeweiligen Doppelkopfbolzen. Die Bemessungsmethoden sind dabei annähernd identisch, unterscheiden sich jedoch bei der Festsetzung des maximalen Durchstanzwiderstandes. Die Hintergründe und praktischen Auswirkungen werden nachfolgend erläutert.

1. Einführung Der Eurocode DIN EN 1992-1-1 [1] enthält die Regelungen zur Überprüfung des Durchstanzwiderstandes von Flachdecken, Bodenplatten und Fundamenten mit Durchstanzbewehrung. Diese Regelungen beinhalten die Überprüfung der Tragfähigkeit im kritischen Rundschnitt, im äußeren Rundschnitt, die Tragfähigkeit der Durchstanzbewehrung VRd,s und des maximalen Durchstanzwiderstandes nRd,max . Der Anwendungsbereich von DIN EN 1992-1-1 [1] ist beschränkt auf bewehrte Platten mit konventioneller Schub bewehrung (Bild 1). Doppelkopfbolzen stellen eine sehr effiziente Maßnahme zur Verstärkung von Platten gegen Durchstanzversagen dar. Doppelkopfbolzen werden derzeit von diversen Herstellen produziert und auf dem Markt unter verschiedenen Markennamen angeboten. Seit 2012 wurden mehrere Europäische Technische Zulassungen für Doppelkopfbolzen als Durchstanzbewehrung erteilt. Diese Zulassungen definieren sowohl die Anwendungs bedingungen der Doppelkopfbolzen als auch die zugehörigen Bemessungsverfahren für Platten und Fundamente. Dabei beruhen die Bemessungsansätze für die Überprüfung der Widerstände im kritischen und äußeren Rundschnitt auf den Regelungen nach DIN EN 1992-1-1 [1] und wurden auf Grundlage empirischer Untersuchungen um die Ermittlung der Stahltragfähigkeit VRd,s bzw. des maximalen Durchstanzwiderstandes Rd,max erweitert. n Während die vorliegenden Europäischen Technischen Zulassungen bei der Ermittlung der Tragwiderstände von Flach decken ein identisches Verfahren enthalten, ergeben sich für die

Bild 1

Durchstanzbewehrung gemäß DIN EN 1992-1-1 [1]

A24

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bild 2

Peikko PSB Doppelkopfbolzen

Ermittlung der maximalen Durchstanzwiderstände nRd,max abweichende Werte [6].

2. Bemessung von Flachdecken und Bodenplatten gemäß Europäischen Technischen Zulassungen Die Bemessung der Durchstanzbewehrungen in Flachdecken und Bodenplatten beinhaltet typischerweise folgende Nach weise: – – – – –

Widerstand im kritischen Rundschnitt Widerstand im äußeren Rundschnitt Widerstände der Durchstanzbewehrung Maximaler Durchstanzwiderstand der Platte Abstandsregeln zur Anordnung der Durchstanzbewehrung

Ziel dieses Beitrags ist die Erläuterung der Bestimmungen zur Ermittlung des m aximalen Durchstanzwiderstandes von Platten. Hintergründe und Details über weitere Nachweise entsprechen den Regelungen nach DIN EN 1992-1-1 [7-10].

2.1. Widerstand einer Bodenplatte oder e ines Fundamentes ohne Durchstanzbewehrung Der Nachweis der Tragfähigkeit im kritischen Rundschnitt wird wie folgt geführt: VEd ≤ nRd,c

(1)

mit VEd = Schubspannung im kritischen Rundschnitt nRd,c = Durchstanzwiderstand im kritischen Rundschnitt Die Schubspannung im kritischen Rundschnitt wird wie folgt bestimmt:

ν Ed =

β ⋅ (VEd – ∆V ) u⋅d

mit u d β VEd ΔV

= kritischer Rundschnitt = effektive Höhe der Platte = Lasterhöhungsfaktor = Bemessungswert der Durchstanzlast = Lastreduktion infolge Sohlpressung

(2)

Der kritische Rundschnitt u ergibt sich im Abstand a von der Stütze aus iterativer Ermittlung [7]. Die Werte des Faktors β wurden anhand der Tabelle 1 bestimmt. Eine weitere detaillierte

PEIKKO Möglichkeit zur Berechnung des Faktors β wird in DIN EN 1992-1-1 [1], Abschnitt 6.4.3 beschrieben.

Der Tragwiderstand von Bodenplatten und Fundamenten mit Doppelkopfbolzen wird wie folgt bestimmt:

Die Lastreduktion infolge Sohlpressung erfolgt als:

β · (VEd – DV) ≤ VRd,s

∆V = VEd ⋅

Acrit A

(3)

Dabei entspricht Acrit dem Bereich innerhalb des kritischen Rundschnitts und A der Aufstandsfläche des Fundaments, bei Bodenplatten der durch die in radialer Richtung verlaufenden Momente-Nullpunkte begrenzte Fläche.

(6)

und

β · (VEd – DV) ≤ nRd,max · u · d (7) Der Widerstand der Doppelkopfbolzen wird wie folgt berechnet: VRd,s = fywd · Asw0,8d

Der Durchstanzwiderstand von Bodenplatten und Fundamenten ohne Durchstanzbewehrung ergibt sich aus:

ν Rd,c = C Rd,c ⋅ k ⋅ (100 ⋅ ρl ⋅ fck )1/3 ⋅

2⋅d 2⋅d ≥ ν min ⋅ a a

(4)

nRd,max = kmax · nRd,c

(9)

wobei der empirische Faktor kmax den Einfluss der Verankerungseigenschaften der Durchstanzbewehrung bei der Ermittlung des maximalen Durchstanzwiderstandes berücksichtigt.

k = 1 + 200/d ≤ 2,0 = gemittelter Bewehrungsgrad in x- und y-Richtung

DIN EN 1992-1-1 [1] beschreibt den Faktor kmax = 1,4 für lachdecken, Bodenplatten und Fundamente mit konventionelF len T ypen der Durchstanzbewehrung [11, 12]. Die Richtlinie CUAP 03.01/05 [13] des DIBt für die Entwicklung von ETAZulassungen beschreibt die folgenden Anforderungen für die Bestimmung von kmax für Flachdecken, Bodenplatten und Fundamente mit konventionellen Typen der Durchstanzbewehrung:

= ρlx ⋅ ρly ≤ 0,02 ≤ 0,5 ⋅ fcd /fyd

nmin = 0,0375/gc · kd3/2 · fck1/2 für d ≥ 800 mm = 0,0525/gc · kd3/2 · fck1/2 für d ≤ 600 mm; Zwischenwerte sind interpoliert

– Flachdecke: kmax bestimmt durch statistische Auswertung von mindestens sechs Bauteilversuchen an Flachdecken mit Doppelkopf bolzen.

2.2. Widerstand einer Bodenplatte oder eines Fundaments mit Doppelkopfbolzen Zur Aktivierung des äußeren Rundschnitts ist eine ausreichende Durchstanzbewehrung der Platte erforderlich: uout =

Hierbei ist Asw0,8d die Querschnittsfläche der Durchstanz bewehrung in einem Abstand von 0,3 · d bzw. 0,8 · d von der Außenkante der Stütze. Der maximale Durchstanzwiderstand einer Bodenplatte mit Doppelkopfbolzen nach DIN EN 1992-1-1 [1] beträgt:

mit fck = Charakteristischer Wert der Betondruckfestigkeit CRd,c : 0,15/γc für gedrungene Fundamente mit aλ/d ≤ 2,0 (Bild 3) 0,18/γc für schlanke Fundamente und Bodenplatten

ρl

(8)

β red ⋅ VEd ν Rd,c ⋅ d (5)

Der Durchstanzwiderstand von Bodenplatten und Funda menten im äußeren Rundschnitt ergibt sich nach Formel (4) unter Berücksichtigung des empirisch abgeleiteten Faktors CRd,c = 0,15/γc.

– Bodenplatten und Fundamente: kmax bestimmt durch die statistische Auswertung von drei vollwertigen Tests an bewehrten Gründungen mit Doppelkopfbolzen; bei nicht ausreichenden Testergebnissen für Bodenplatten oder Flachdecken mit Doppelkopfbolzen kann der Wert kmax = 1,5 aus der ETA-Zulassung berücksichtigt werden. Ein Vergleich der Werte kmax in den vorhandenen ETA-Zulassungen ist in Tabelle 2 enthalten. Für weiterführende Informa tionen zu den Zulassungsversuchen für Flachdecken und Fundamenten mit Peikko PSB Durchstanzbewehrung nach ETA 13/0151 siehe [14]–[15]. Für die Abstandsregelungen der Doppelkopfbolzen gilt Bild 3.

Dabei wird der empirische Faktor CRd,c = 0,15/γc für Flach decken und Gründungen eingesetzt. Der Faktor bred wird gemäß Tabelle 1 berechnet. Tab. 1 Lasterhöhungsfaktoren b und bred

Innere Stütze

Randstütze

Eckstütze

Wandecke

Ende einer Wand

1,1

1,4

1,5

1,20

1,35

b red

1,1

1,0

1,2 + β

β 20

⋅ ls ⋅ d

≥ 1,1

1,2 + β

β 15

⋅ ls ⋅ d

≥ 1,1

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 A25

PEIKKO Tab. 2

Werte von kmax nach ETA-Zulassungen und DIN EN 1992-1-1

Bauteil/Abweichung

DIN EN 1992-1-1 [1]

ETA 13/0151 [5]

andere ETAZulassungen [2–4]

Flachdecken

–

1,4

1,96

Abweichung ETA/ DIN EN 1992-1-1

–

Bodenplatte/ Fundamente

–

1,4

1,62

1,5

Abweichung ETA/ DIN EN 1992-1-1

–

3. Anwendungsbeispiel Nachfolgendes Beispiel beinhaltet die Ermittlung der Durchstanztragfähigkeiten eines nach ETA 13/0151 bewehrten Fundamentes. Betongüte C35/45 Fundamentabmessungen lx = 2700 mm; ly = 2700 mm Fundamentdicke hd = 490 mm Biegebewehrung As,x = As,y = 2856 mm2 (φ 20/110) Betondeckung, unten cu = 40 mm Durchmesser der kreisförmigen Stütze dc = 550 mm Durchstanzlast VEd = 4000 kN

Effektive Höhe des Fundaments in x- und y- Richtung: dx = hd – cu –

φ = 490 – 40 – 10 = 440 mm 2

dy = hd – cu –

3φ = 490 – 40 – 30 = 420 mm 2

Durchschnittswert der effektiven Höhe: d=

dx + dy 2

440 + 420 = 430 mm 2

Bewehrungsgrad: Bild 3

Abmessungen und Abstandsregeln für Fundamente mit Doppelkopfbolzen

Tab. 3

Mindestplattenhöhe bei einer Durchstanzlast von VEd = 4000 kN

A26

ρx =

Asx 2856 = = 6,49‰ 1000 ⋅ dx 1000 ⋅ 440

DIN EN 1992-1-1 [1]

ETA 13/0151 [5]

andere ETAZulassungen [2–4]

VRd,c

[kN]

2429,5

1786,6

1910,3

VRd,max

[kN]

3401,3

3473,1

3438,5

[mm]

530

430

450

[mm]

590

490

510

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

PEIKKO

ρy =

Asy

1000 ⋅ dy

2856 = 6,8‰ 1000 ⋅ 420

ρl = ρx + ρy = 6,49 ⋅ 6,8 = 6,643‰ Abstand a von der Stütze zum kritischen Rundschnitt wird durch eine iterative Berechnung ermittelt (Bild 4): aλ 1075 = = 2,511 → schlankes Fundament d 428 Länge des kritischen Rundschnitts u: u = (dc + 2a) · p = (550 + 2 · 457) · p = 4599 mm

Bild 4

Iteratives Verfahren zur Bestimmung des kritischen Rundschnitts

Wert nmin wird berechnet mit:

nmin = 0,0525/gc · k3/2 · fck1/2 = 0,0525/1,5 · 1,6823/2 · 351/2 = 0,452 MPa mit k = 1 +

200 = 1,682 430

Der maximale Durchstanzwiderstand eines Fundaments nRd,max im kritischen Rundschnitt ergibt sich nach Gleichung (9) mit kmax = 1,62 zu:

ν Rd,max = kmax ⋅ ν Rd,c   0,18 1/3 2 ⋅ 430  1,5 ⋅ 1,682 ⋅ (0,6643 ⋅ 35) ⋅ 457  = 1,62 ⋅ max   = 1,756 MPa 2 ⋅ 430   0,452 ⋅ 457   Nachweis der Fundamenttragfähigkeit:  A  β ⋅ (VEd – ∆V ) = β ⋅  VEd – VEd ⋅ crit  A    (550 + 2 ⋅ 457)2 ⋅ 0,25 ⋅ π  = 1.10 ⋅  4000 – 4000 ⋅  = 3384 kN 27002  Vrd,max = nRd,max · u · d = 1,756 MPa · 4599 mm · 430 mm/1000 = 3472,6 kN

b · (VEd – DVEd) = 3384 kN < VRd,max = 3472,6 kN Die oben beschriebene Berechnung gemäß ETA 13/0151 mit kmax = 1,62 zeigt, dass das Fundament mit der Höhe hd = 490 mm in Verbindung mit der Peikko PSB Durchstanz bewehrung ausreichend tragfähig ist, um eine Durchstanzlast von VEd = 4000 kN sicher zu übertragen. Die minimal erforder lichen Fundamenthöhen zur Übertragung der gleichen Durchstanzlast nach anderen Europäischen Technischen Zulassungen für Doppelkopfbolzen [2–4] mit kmax = 1,5 bzw. nach DIN EN 1992-1-1 [1] mit kmax = 1,4 sind in Tabelle 3 enthalten.

4. Zusammenfassung Die ETA-Zulassungen beschreiben den regulativen Rahmen für die Bemessung und Anwendung von Doppelkopfbolzen als Durchstanzbewehrung in Europa. Diese ETA-Zulassungen referenzieren in Teilen auf DIN EN 1992-1-1 und beinhalten gleich zeitig versuchsbasierende proprietäre Bemessungsmethoden. Die praktischen Vorteile, die sich aus der Verwendung der ETAZulassungen für die Planung von Bodenplatten und Fundamenten ergeben, lauten demnach:

– Eine Bodenplatte oder ein Fundament mit Doppelkopfbolzen verfügt über einen weitaus höheren maximalen Durchstanz widerstand als eine mit konventioneller Schubbewehrung bewehrte Bodenplatte oder Fundament. – Die ETA-Zulassungen [2-4] erlauben eine Erhöhung des maximalen Durchstanzwiderstandes einer Bodenplatte, bzw. eines Fundamentes um ca. 7% im Vergleich zu einer bügel bewehrten Platte. – Nach ETA 13/0151 [5] ist hingegen eine Vergrößerung des maximalen Durchstanzwiderstandes um ca. 15 % zulässig.

LITERATUR [1] DIN EN 1992-1-1: Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton und Spannbetontragwerken. Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. Deutsche Fassung EN 1992-1-1:2004 + AC:2010. Berlin: Beuth, Januar 2011. [2] ETA-12/0454: HALFEN HDB Dübelleiste: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung. Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik, Dezember 2012. [3] ETA-13/0076: Durchstanzbewehrung Schöck Bole: Durchstanzbewehrung mit Doppelkopfbolzen für punktförmig belastete Platten und Fundamente. Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik, März 2013. [4] ETA-13/0136: JORDAHL Durchstanzbewehrung JDA: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung für punktförmig belastete Platten und Fundamente. Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik, März 2013. [5] ETA-13/0151: PEIKKO PSB Durchstanzbewehrung: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung. Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik, Juni 2013. [6] Berichtigung zu Ricker, M.; Häusler, F.: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung. In: Beton- und Stahbetonbau 109 (2014), Heft 4, S. 310. [7] RICKER, M.; SIBURG, C.; HEGGER, J.: Durchstanzen von Fundamenten nach NA(D) zu Eurocode 2. In: Bauingenieur 87 (2012), Heft 6, S. 267–276. [8] GORIS, A.: Zum Durchstanznachweis von Einzelfundamenten nach EC2 – Bemessungshilfen für Einzelfundamente ohne Durchstanzbewehrung. In: Beton- und Stahbetonbau 109 (2014), Heft 5, S. 314–321. [9] KUERES, D.; Siburg, C.; HERBRAND, M.: CLASSEN, M.; HEGGER J.: Einheitliches Bemessungsmodell gegen Durchstanzen in Flachdecken und Fundamenten. In: Beton- und Stahbetonbau 111 (2016), Heft 1, S. 9–19. [10] SIBURG, C.: Zur einheitlichen Bemessung gegen Durch stanzen in Flachdecken und Fundamenten. Dissertation. RWTH Aachen, Institut für Massivbau, 2014

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 A27

PEIKKO [11] HEGGER, J.; WALRAVEN, J. C.; HÄUSLER, F.: Zum Durchstanzen von Flachdecken nach Eurocode 2. In: Beton- und Stahl betonbau 105 (2010), Heft 4, S. 206–215. [12] SIBURG, C; HEGGER, J.: Experimentelle Untersuchungen zum Durchstanzen von Einzelfundamenten mit baupraktischen Abmessungen. In: Beton- und Stahlbetonbau 108 (2013), Heft 7, S. 452–461. [13] CUAP 03.01/05, Common Understanding of Assessment Pro cedure, Double headed studs for the increase of punching resistance in flat slabs on column, for European Technical Approval. Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Februar 2012. [14] EINPAUL, J.; BUJNAK, J.; RUIZ, M. F.; MUTTONI, A.: Study on Influence of Column Size and Slab Slenderness on Punching Strength. In: ACI Structural Journal, 113 (2016), Farmington Hills, USA, S. 135–145. [15] SIMOES, J. T.; BUJNAK, J.; RUIZ, M. F. and MUTTONI, A.: Punching shear tests on compact footings with uniform soil pressure. Structural Concrete 17 (2016), S. 603–617.

VRd,max Maximaler Durchstanzwiderstand einer mit Doppelkopfbolzen bewehrten Platte nRd,c Widerstand der Platte ohne Durchstanzbewehrung u1 Innerer kritischer Rundschnitt d Effektive Höhe der Platte ϑ Empirischer Faktor fcd Betondruckfestigkeit u0 Umfang der Stütze Faktor über den Einfluss der Verankerungseigenkmax schaften der Durchstanzbewehrung rs Faktor zur Berücksichtigung der Spannweite einer Platte

Autoren: Jan Bujnak, PhD, R&D Manager, Peikko Group Jakub Mecar, R&D Engineer, Peikko Group Patrick Schmidt, R&D Manager, Peikko Group

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

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Konrad Bergmeister

EDITORIAL

Brücken und Tunnel bauen Brücken sind Wahrzeichen der Verbindung, an denen sich Menschen begegnen können. Brücken sind sichtbare Zeichen der Ingenieurbaukunst, denn durch ihre ästhetische Qualität wird die gebaute Landschaft gestaltet. Auch auf den EuroBanknoten werden Brücken als Symbol der europäischen Verbundenheit abgebildet. Vom 5-Euro-Schein mit den Rundbögen des Pont du Gard über den 100-EuroSchein mit den weitgespannten Korbbögen – vielleicht der Schwarzenbergbrücke in Wien oder der Pont Neuilly-sur-Seine – bis zum 500-Euro-Schein mit der Schrägkabelbrücke zeigen diese Brückenbauwerke die großartige Entwicklung des Ingenieurwesens. Auch Tunneln schreibt man diese Funktion zu. Diese weniger sichtbaren Inge nieurbauten sind Meisterwerke der Baukunst, bei denen der Baugrund in Demut aber mit großer Wirkung zur Lastabtragung herangezogen wird. „Die Menschen bauen zu viele Mauern und zu wenig Brücken“, sagte schon Isaac Newton.

Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dr. Dr.-Ing. E.h. Ph.D. Konrad Bergmeister, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau, Universität für Bodenkultur Wien

In einer Zeit der zunehmenden Besorgnis, in der dieses Sprichwort von Newton leider Realität geworden ist, und im 100. Geburtsjahr von John F. Kennedy, der auch Brücken zwischen den verschiedenen Kulturen der Menschen bauen wollte, müssen wir vermehrt zum Brückenbauer zwischen Auftraggebern, Baufirmen und Dienstleistern sowie zum Tunnelbauer zwischen den Fachdisziplinen werden. Der zukünftige Bauingenieur sollte ein fundiertes naturwissenschaftliches Fachwissen und Freude am Experimentieren sowie am Bauen von „Brücken und Tunneln“ haben. Die ständige Erweiterung des Wissens durch eigene Erfahrung oder durch das Studieren von Fachartikeln beispielsweise in unserer Zeitschrift hilft, dass vermehrt auch im Bauwesen innovative Lösungen umgesetzt werden. Sehr viel wird an Universitäten erforscht, sehr wenig davon wird in der Ingenieurpraxis umgesetzt. Es braucht mehr Mut, die Mauern der trägen Entscheidungen, bekannter Bauweisen und mancher Normvorschriften zu durchbrechen, um Innovationen voranzubringen. Glückauf ist der Bergmannsgruß – er beschreibt die Hoffnung der Bergleute auf das gute Gelingen beim Tunnelbau. Diese Hoffnung soll uns alle tragen, auf dass innovative Lösungen im Entwurf, in der Bemessung und bei der Durchführung von Bauwerken gelingen. Ein herzliches Glückauf wünsche ich allen Verantwortlichen, AutorInnen und LeserInnen der Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“, dass sie zum Tunnel- und Brückenbauer in der Bautechnik sowie in der Gesellschaft im Jahr 2017 werden! Ihr Konrad Bergmeister

DOI: 10.1002/best.201600057

FACHTHEMA

Jan Akkermann, Simon Weiler

Risse in Fundamenten von Onshore-Windenergieanlagen Auswirkungen des frühen Zwangs Bei der Herstellung von Fundament-Kreisplatten aus Stahl beton für Onshore-Windenergieanlagen wird immer wieder eine radiale Rissbildung in der Erhärtungsphase des Betons beobachtet. Ausgehend von einem kontinuumsmechanischen Hydratationsmodell werden mittels numerischer Simulation die Vorgänge bei der Erhärtung untersucht und mit in situ festgestellten Schädigungen verglichen. Hierbei werden die wesentlichen betontechnologischen, thermischen und mechanischen Parameter identifiziert. Es werden Empfehlungen für die Ausführung in der Praxis unterbreitet.

Cracks in foundations of onshore wind energy plants – effects of early constraint During the construction of circular foundation-plates made of reinforced concrete a radial cracking in the hardening phase of the concrete is observed often. Basing on a continuum-mechanic hydration model, the processes during hardening are studied by numerical simulations and compared with damages detected in situ. Hereby the main concrete technology, thermal and mechanical parameters are identified. Recommendations for the practical execution are proposed.

1 Einleitung 1.1 Fundamente von Windenergieanlagen

Die Planung und Ausführung der Onshore-Anlagen in Deutschland erfolgt gemäß den Vorgaben der DIBt-Richtlinie Windenergieanlagen [2] in Verbindung mit DIN EN 61400 [3] sowie den einschlägigen Material-Bemessungsnormen der Eurocodes. Hierbei werden für Flachgründungen neben den geotechnischen Nachweisen sowie den Bemessungen der Grenzzustände der Tragfähigkeit auch Nachweise im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZG) gefordert. Nach der DIBt-Richtlinie [2] sind in den Fundamentbereichen, die weniger als 0,5 m tief in das Erdreich einbinden, unter der quasiständigen Einwirkungskombination D.3 (Überschreitenswahrscheinlichkeit p = 0,01) Rissbreiten von wcal = 0,2 mm nachzuweisen, alle übrigen mit wcal = 0,3 mm.

Nicht zuletzt aufgrund der von der Bundesregierung Anfang 2011 ausgerufenen Energiewende ist in den letzten Jahren in Deutschland eine Vielzahl von Onshore-Windenergieanlagen (WEA) errichtet worden. Die installierte Leistung betrug Ende 2015 rund 42 000 MW und hat sich damit seitdem um mehr als 50 % erhöht [1]. Alleine 2015 wurden 1 368 neue Anlagen errichtet. Weltweit hat sich die installierte Leistung in diesem Zeitraum auf ca. 432 400 MW mehr als verdoppelt. Die Großzahl der Anlagen (Bild 1) steht an Land (onshore) und ist zumeist flach mittels einer Kreisplatte aus Stahlbeton gegründet (Bild 2).

Der aufgehende Anlagenteil (Turm, Generatorgondel und Rotor) wird zumeist für eine Nutzungsdauer von 20 Jahren ausgelegt. Im Stahlbetonbau wird bei Anwendung des deskriptiven Dauerhaftigkeitskonzepts (Expositionsklassen, Betondeckung, Betonsorte, etc.) üblicherweise eine Lebensdauer von mindestens 50 Jahren erreicht. Stahl betonfundamente könnten demnach – bei entsprechender Bemessung und Herstellung – problemlos für zwei

Typische Onshore-Windenergieanlage 2015 (3,0 MW, Gesamthöhe 196 m) Typical on-shore wind energy plant 2015 (3,0 MW, total height 196 m)

Bild 1

Bild 2

Typisches WEA-Stahlbetonkreisplattenfundament [Foto: Seewind] Typical RC circular foundation slab of wind energy plant

Anlagen-Leben genutzt werden. Dem gegenüber steht die selbst für Ingenieurbauwerke sehr hohe Anforderung an die Betriebsfestigkeit. Bei WEA werden Lastspielzahlen von 109 erreicht. Entsprechend sind Ermüdungsnachweise für Beton und Betonstahl mittels Schadenskollektiven nach der Palmgren-Miner-Regel zu führen [2].

1.2

Schadensbilder und Untersuchungsziel

Einzelne Schadensfälle an WEA mit z. T. erheblichen Konsequenzen waren in den letzten Jahren nicht zuletzt auf Rissbildung im Stahlbeton zurückzuführen, wobei jedoch zumeist die Türme und der Sockelbereich zwischen Turm und Fundament im Fokus standen [4]. Sehr häufig wird jedoch bereits im Zuge der Fundamenterstellung eine Rissbildung beobachtet, die eine charakteristische Verteilung aufweist (vgl. Bild 6). Da die Rissbildung im Zusammenhang mit den bekannten Schadensprozessen der Bewehrungskorrosion aufgrund von eindringender Feuchtigkeit und Schadstoffen insbesondere hinsichtlich der Betriebsfestigkeit der Bewehrung (sehr ungünstiger Kerbfall) von hoher Bedeutung ist, waren Rissbreiten größer 0,3 mm fachgerecht zu verschließen. Abgesehen vom finanziellen Aufwand ist diese Sanierungsmaßnahme auch immer mit Verzögerungen im eng getakteten Montageprozess verbunden. Risszeitpunkt und -form ließen prinzipiell auf einen Zusammenhang mit Effekten aus frühem Zwang schließen. Versuche der ausführenden Unternehmen mit verschiedenen Betonrezepturen für niedrige Hydratationswärme (mit LH-Zementen) sowie unterschiedliche Nachbehandlungsformen zeigten zwar Verbesserungen. Diese waren aber nicht zielsicher reproduzierbar, sodass immer wieder Risse auftraten. Anhand eines kontinuumsmechanischen Hydratationsmodells sollten daher zunächst die grundlegenden Zusammenhänge der Rissbildung verstanden und studiert werden. Nach Identifikation der wesentlichen Einflussparameter war sodann die Frage zu klären, ob es sich bei der Rissbildung um einen systemimmanenten Effekt handelt, oder ob diese – sofern nicht vermeidbar – zumindest auf ein zulässiges Maß reduzierbar ist.

2 2.1

Rissbildung an WEA-Kreisfundamenten Üblicher Herstellungsprozess

Die Herstellung der Fundamente erfolgt zumeist gemäß einer von den Anlagenherstellern vorgegebenen Methodologie: Auf eine Sauberkeitsschicht wird ein Bewehrungskorb aus Ring- und Radialbewehrung montiert (Bild 3). Dieser beinhaltet gleichsam die Ankerstangen für die spätere Turmmontage. Der Einbau des Fundamentbetons – zumeist ein C35/45 (XC4; XD1; XS1; XF3; XA1; WF) – erfolgt lagenweise von innen nach außen, bevor der Sockel im Übergangsbe

Bild 3

Fertiger Bewehrungskorb Complete reinforcement basket

Bild 4

Betonage und Nachbehandlung mit Rüttelbohle [Foto: Seewind] Cast of concrete and cure by vibrating beam

reich – meist ein C50/60 – aufbetoniert wird. Hierbei finden Stahl- oder Systemschalungen Anwendung. Die schräge Kegeloberfläche wird durch Flügelglätter oder eine radial verlaufende Rüttelbohle nachbehandelt (Bild 4). Zur Oberflächennachbehandlung werden sodann ein Austrocknungsschutz und eine 10 mm starke Bautenschutzfolie aufgebracht.

2.2

Rissbreitenbegrenzung durch Bewehrung

In Bild 5 werden typische Bewehrungen für zwei unterschiedlich große WEA dargestellt. In den zugehörigen typenstatischen Berechnungen werden zumeist Ge brauchstauglichkeitsnachweise nach Eurocode 2 [5] durchgeführt, die zum Teil sehr unterschiedlichen Betrachtungsweisen bzgl. der Rissbreitenbeschränkung folgen. Beispielsweise wird in einem Fall lediglich eine Betrachtung der Radialbewehrung unter Last aus quasiständiger Turmbeanspruchung vorgenommen. Es findet keine Untersuchung des frühen Zwangs statt. In einer anderen Typenstatik wird angenommen, dass sich – vergleichbar zu großen Fundamentplatten – lediglich ein zentrischer Zwang aus der Reibung zwischen Fundamentbeton und Sauberkeitsschicht ergibt. Es wird ein Rissbreitennachweis für die hieraus errechnete Zwangskraft geführt. Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 3

FACHTHEMA ARTICLE

J. Akkermann, S. Weiler: Cracks in foundations of onshore wind energy plants

J. Akkermann, S. Weiler: Risse in Fundamenten von Onshore-Windenergieanlagen

Bild 5

Typische Bewehrungen: links mit, rechts ohne Auftriebssicherung Typical reinforcement: left with, right without buoyancy control

2.3

Festgestellte Rissbildungen

Generell wurden zwei typische Rissmuster wiederholt beobachtet: Eine diffuse, krakeleeartige Oberflächenrissbildung und relativ regelmäßige Radial- und Umfangs risse. Während Erstere auf kapillares Schwinden des erhärtenden Betons hinweist und durch eine intensivere Nachbehandlung in der Regel vermieden wird, traten Letztere trotz Nachbehandlung auf. Eine besonders intensive Rissbildung zeigt Bild 6. Bei dem Fundament traten in der Erhärtungsphase zumeist am oberen, äußeren Plattenrand Radialrisse auf (Bild 6a), die sukzessive zur Plattenmitte wuchsen und hierbei Breiten von bis zu 0,5 mm annahmen (Bild 6b). Rissbreiten größer 0,3 mm waren mittels Injektion aufwendig zu verschließen (Bild 6c). Bei mehreren Fundamenten war zu beobachten, dass sich mit zunehmendem Betonalter die Risse auch teilweise wieder schlossen. In Bild 7 sind neben den Radialrissen auch regelmäßige Umfangsrisse zu erkennen, die bereits mittels Pinselstrich saniert worden waren. Auffällig hierbei ist der bereichsweise regelmäßige Abstand. Zumeist wurde als Ursache für die Rissbildung eine unsachgemäße Betonherstellung angesehen, obgleich Betonsorten verwendet wurden, die der DAfStb-Richtlinie Massige Bauteile aus Beton [6] entsprachen, und die o. g. Nachbehandlung erfolgte.

2.4

Bild 6

Beispiel für starke Radialrissbildung [Foto: Seewind]: a) Rissbild, b) max. Rissbreite, c) Risssanierung mittels Injektion Example important radial cracking: a) crack pattern, b) max. crack width, c) repairing of cracks by injection

Einfluss Betonrezeptur

Aufgrund der oftmals dezentralen Standorte der WEA im ländlichen Raum wird für die Erstellung zumeist auf die örtliche Lieferbetonindustrie zurückgegriffen. Im Vorfeld müssen daher die Sorten gemäß Lieferverzeichnis fall weise abgestimmt werden. Wesentliche Anforderungen hierbei sind: – – – 4

Einhaltung der erforderlichen Expositionsklassen Anpassung an DAfStb-Rili Massige Bauteile [6] durch • Reduzierung Zementgehalt • Einsatz von Flugasche • Erhöhung zul. w/z-Wert • Prüfalter 56d Reduzierung max. Frischbetontemperatur Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bild 7

Beispiel für starke Umfangsrissbildung auf Oberseite [Foto: Seewind] Example important circumferential cracking on top surface

Qpot hängt hierbei von der Bindemittelmenge ab und ergibt sich bei Berücksichtigung von Flugasche zu: Q pot = C ⋅ QCsp + FA ⋅ QFA [kJ/m 3 ].

(2)

Hierbei ist C der Zementgehalt, FA der Flugaschegehalt und QCsp resp. QFA die zugehörige spezifische Hydrata tionswärme in [kJ/kg]. Ist also der Hydratationsgrad α bekannt, so lässt sich auch die Wärmefreisetzung Q(T(t)) und daraus die Temperatur T(t) bestimmen. Für die zeitliche Entwicklung von α wurde der Ansatz nach Jonasson [9] gewählt:

Bild 8

n    te     α(t e ) = exp b ⋅ ln 1 +   (3)    t k      

Temperaturentwicklung beim Erhärten des Betons Temperature development during hardening of concrete

Hierbei kamen für den üblichen C35/45 verschiedene Hochofen-Zementsorten (CEM III/A 32,5 N; CEM III/A 42,5 N-NA) mit Flugaschezusatz zum Einsatz. Aktuell [7] wurden auch verstärkt Zemente mit niedriger Hydrata tionswärme (LH-Zemente nach DIN EN 197) verwendet (CEM III/A 32,5 N-LH/NA; CEM III/A 42,5 N-LH/NA). Die gewünscht niedrige Hydratationsgeschwindigkeit bedingt hierbei eine langsame Festigkeitsentwicklung, die oftmals den Belangen des Bauzeitenplans entgegensteht. In Bild 8 ist eine typische gemessene Temperaturentwicklung in Fundamentmitte aufgezeigt. An der Oberflächentemperatur erkennt man trotz Bautenschutzfolie die tageszeitlichen Außentemperaturschwankungen. Der obere Messpunkt markiert den höherfesten Beton. Obgleich die Betontemperaturen im Kern nicht die Grenze von 60 °C überschreiten, erkennt man erhebliche Differenzen, die naturgemäß zu Eigenspannungszuständen führen.

3 Modellbildung 3.1 Kontinuumsmechanisches Hydratationsmodell Zur eingehenden Untersuchung der o. g. Effekte wurde ein räumliches Finite-Elemente-Modell entwickelt [8], mit welchem die Vorgänge bis zur Rissbildung simulierbar waren. Wesentliche Grundlage der Modellierung ist eine zu treffende Erfassung der Hydratationsvorgänge und deren Auswirkungen auf die Bauteiltemperatur und die mechanischen Baustoffeigenschaften. Bei den vorliegenden Untersuchungen wurden die „Braunschweiger Stoffmodelle“ [9, 10] verwendet. Für die Abbildung des Hydratations grades α in Abhängigkeit von einem beliebigen Temperaturzeitverlauf T(t) wird die Proportionalität der Wärmefreisetzung Q(T(t)) zum gesamten Wärmefreisetzungs potenzial Qpot angenommen:

α(T(t)) =

Q(T(t)) ; 0 ≤ α ≤ 1. Q pot

(1)

Die Zeitvariable te beschreibt hierbei das wirksame Betonalter einer vergleichbaren Hydratation bei isotherm T = 20 °C und kann nach Freiesleben et al. [9] mittels der Reaktions-Aktivierungsenergie der Betonsorte aus der Echtzeit t und der zugehörigen Temperatur T(t) berechnet werden. Die Parameter b, n und tk sind sortenabhängig zu bestimmen; tk beschreibt im Wesentlichen die Dauer der Ruhephase. Da im Wesentlichen die Zuschlagstoffe die Wärmeleitfähigkeit λc und die spez. Stoffwärme Cc des Betons bestimmen, wurden diese als konstant angesetzt. Der Hydratationsgrad α kann gleichsam als Steuerwert für die Entwicklung der mechanischen Stoffeigenschaften Xi bis zu ihrem hypothetischen Endwert Xi,end bei α = 1 angesehen werden [10]; der Hydratationsgrad α0 kennzeichnet hierin das Ende der Ruhephase:  α − α0  X i(α) = X i,end ⋅    1 − α0 

(4)  1 für X = f (Zugfestigkeit) i ct  = n i  3/2 für X i = fc (Druckfestigkeit)  1/2 für X i = E c (E-Modul)  Wie bereits aus den Gleichungen ersichtlich, bedarf es bei einer genaueren Berechnung einer Vielzahl von Kalibrierungen und Parameterbestimmungen für die verwendete Betonsorte, was baupraktisch wegen der Vielzahl von verschiedenen Lieferwerken nicht umsetzbar ist. Zur mehr qualitativ ausgerichteten Betrachtungsweise der vorliegenden Problematik wurde daher auf charakteris tische Literaturwerte zurückgegriffen. Dies rechtfertigt auch die Verwendung der gegenüber dem Modelcode 90 einfacheren Formulierung in Gl. (4). Auf der sicheren Seite wurden viskose Kriechprozesse, welche die Eigenspannungen ggf. reduzieren, nicht simuliert. Gleichsam wurden keine Schwindprozesse betrachtet. Wie noch gezeigt wird, hat die Verformungsbehinderung durch die Reibung zwischen Beton und SauberkeitsBeton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 5

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J. Akkermann, S. Weiler: Cracks in foundations of onshore wind energy plants

J. Akkermann, S. Weiler: Risse in Fundamenten von Onshore-Windenergieanlagen

wurde vereinfachend ein nichtbindiger, dicht gelagerter Sand mit Reibungswinkel j = 30° angenommen.

schicht nur eine untergeordnete Bedeutung, sodass Effekte aus Trocknungsschwinden zunächst nicht von Interesse waren.

3.2

3.3 Kalibrierung

Numerisches Modell

Anhand von Vergleichsberechnungen zu gebauten Fundamenten wurde das numerische Modell kalibriert. Hierbei zeigten sich beim Temperaturverlauf (Frischbetontemperatur 20 °C) qualitativ recht gute Übereinstimmungen (Bild 8). Den Berechnungen wurden in Analogie zu den verwendeten Betonsorten die in Tab. 1 (Spalten 1a und 2) gezeigten, der Literatur entnommenen Materialkennwerte zugrunde gelegt.

Mithilfe eines strukturmechanischen, räumlichen FiniteElemente-Modells wurden die transienten Vorgänge der Erhärtung simuliert. Innerhalb der zur Verfügung stehenden Programmmodule [11] wurden sowohl die nichtlinearen Vorgänge der Kombination aus Wärmeentwicklung und Hydratation als auch die zugehörigen Festigkeitsentwicklungen und Spannungszustände sukzessive in Zeitschritten berechnet. Die verschiedenen thermischen Randbedingungen wurden durch entsprechende Grenzschichten zum Boden, zur seitlichen Schalung, zu einer optionalen Wärmedämmung und zur Außenatmosphäre modelliert. Die tageszeitlichen Lufttemperaturschwankungen wurden durch eine Cosinusfunktion angenähert.

4 Prozessauswertung Aus der numerischen Simulation können bereits wesentliche Erkenntnisse gewonnen werden. Generell waren die Temperaturverläufe mit den gemessenen vergleichbar (Bild 8). Gegenüber den Messungen stieg die Temperatur im höherfesten Sockel bei der Berechnung stärker an. Dieser Bereich war jedoch nicht Gegenstand der Untersuchungen.

Der Fundamentbeton wurde als linear-elastisches Mate rial modelliert, dessen Materialkennwerte sich jedoch in Abhängigkeit vom Hydratationsgrad elementweise ent wickeln. Es wurde zwischen den beiden Betonsorten in Kreisplatte und Sockel unterschieden. Letzterer wurde erst im Verlauf der Berechnung zugeschaltet, um den Bauablauf zu simulieren. Die Rissbildung an sich kann so nicht abgebildet werden. Eine Überprüfung derselben erfolgte implizit über den Vergleich der erreichten Zug festigkeit mit den vorhandenen Hauptzugspannungen. Die Interaktion zwischen Fundament und Baugrund wurde mittels nichtlinearer, dreiachsialer Federelemente mit Haft- und Gleitreibungsmöglichkeit modelliert. Es

Tab. 1

Es wurde eine über den Querschnitt inhomogene Temperaturverteilung festgestellt (Bild 9), die von den thermischen Randbedingungen abhängig war. Deutlich ist auch die höhere Temperatur des höherfesten Sockelbetons erkennbar. Mit zunehmendem Betonalter nimmt die Temperatur nicht nur ab, sondern homogenisiert sich auch. Die Temperaturgradienten führen erwartungsgemäß zu Eigenspannungszuständen mit Zugspannungen an der

Grundlegende Materialkennwerte Beton Fundamental material properties concrete

Beton

1a C35/45

1b C35/45

2 C50/60

Zement

CEM III/A 32,5 N

CEM III/A 42,5 N-LH/NA

CEM III/A 42,5 N

330 kg/m3

295 kg/m3

390 kg/m3

QCsp

400 kJ/kg

330 kJ/kg

420 kJ/kg

Flugasche

70 kg/m3

90 kg/m3

60 kg/m3

QFA

35 kJ/kg

Wasser; (w/z)eq

172 kg/m3; 0,48

162 kg/m3; 0,49

176 kg/m3; 0,43

Qpot

134 450 kJ/m3

100 500 kJ/m3

165 900 kJ/m3

b; n; tk Gl. (3)

–1; –1,15; 15 h

–1; –1,5; 10 h

α0 Gl. (4)

0,2

λc

2,1 W/mK

1 050 J/kgK

fctm,end

3,2 N/mm2

4,1 N/mm2

Ec,end

34 000 N/mm2

37 000 N/mm2

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bild 9

Temperaturentwicklung im Querschnitt bei numerischer Simulation Temperature development in section from numerical simulation

Bild 11 Fundamentverformung aufgrund Temperaturdifferenzen (überhöht) Foundation displacement due to temperature differences (enlarged)

Bild 10 Hauptspannungen nach 3 Tagen bei numerischer Simulation Main stresses after 3 days from numerical simulation

Fundamentoberseite. Während am Außenrand die größten Spannungen in Umfangsrichtung auftreten, kommt es im mittleren Bereich auch zu signifikanten Radialspannungen (Bild 10). Dies lässt sich durch die Zwangsverformung des Fundaments erklären. Bedingt durch die vertikale Temperaturgradiente kommt es zu einem Aufschüsseln der Kreisplatte entgegen dem Eigengewicht (Bild 11). Dieses zwingt das Fundament nach unten, wodurch Umfangs- und Radialzugspannungen am oberen, äußeren Rand entstehen. Die horizontale Gradiente bewirkt zudem ein Ausdehnen des Fundamentkernes (Bild 11), welches durch den kälteren Rand behindert wird. Hierdurch ergeben sich auf halber Fundamenthöhe in Umfangsrichtung außen Zug- und innen Druckspannungen (Bild 10b). Die Zugspannungen in Umfangsrichtung am äußeren Rand ergeben sich aus der Überlagerung der beiden Effekte (Bild 12). Nach Abkühlung des Betons nehmen die Umfangsspannungen am Rand wieder ab. Sobald die ermittelten Hauptzugspannungen die zu diesem Zeitpunkt entwickelte Zugfestigkeit des Betons erreichen, ist von einer Rissbildung auszugehen, die jedoch im numerischen Modell nicht simuliert wurde. In Bild 12 ist ersichtlich, dass sich zwar eine schnelle Zugfestigkeitsentwicklung einstellt, diese jedoch von den Randspannungen in Umfangsrichtung signifikant übertroffen wird, sodass definitiv von einer Riss bildung auszugehen ist. Die Zugspannungsentwicklung oberhalb der Zugfestigkeit stellt sich im realen, gerissenen Fundament nicht ein, markiert aber indirekt die

Bild 12 Zeitliche Entwicklung von Zugfestigkeit und Zugspannung am Rand Time-history of tensile strength development and stresses on edge

selbst nach Rissbildung noch auftretende Zwangsverformung in Umfangsrichtung, welche letztendlich für die entstehenden Rissbreiten von Bedeutung ist. In Bild 12 ebenfalls erkennbar ist, dass sich die Zugspannungen über die gesamte Fundamenthöhe einstellen. Die Wellenform der Verläufe rührt von den simulierten tageszeit lichen Temperaturschwankungen her. Die ermittelten Spannungszustände passen qualitativ zu den festgestellten Rissbildungen (Bilder 6 und 7). Auch die Beobachtung der sich wieder schließenden Risse lässt sich anhand der Berechnungen erklären. Aufgrund von Parameterstudien war zu klären, ob und inwiefern sich dieser Prozess mit dem Ziel der gänzlichen Vermeidung von Rissen beeinflussen lässt.

5 Parameterstudien 5.1 Einfluss Betonrezeptur Die Bauteiltemperatur lässt sich mittels Betonrezeptur am ehesten über die Hydratationswärme des Zements Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 7

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J. Akkermann, S. Weiler: Cracks in foundations of onshore wind energy plants

J. Akkermann, S. Weiler: Risse in Fundamenten von Onshore-Windenergieanlagen

Bild 13 Zeitliche Entwicklung von Zugfestigkeit und Zugspannung am Rand bei verschiedenen Randbedingungen: a) oberer Rand, b) mittlerer Rand Time-history of tensile strength development and stresses on edge under different boundary conditions: a) upper edge, b) middle edge

beeinflussen. Es wurde daher vergleichend ein bei WEAFundamenten schon verbauter C35/45 angenommen (Tab. 1, Spalte 1b). Zur Erreichung der gewünschten Betonfestigkeitsklasse wurde hier ein höherfester LH-Zement mit einer maximalen Hydratationswärme QCsp(7 Tage) ≤ 270 kJ/kg verwendet, der gleichzeitig geringer dosiert wurde. Hieraus ergibt sich rechnerisch ein um ca. 25 % vermindertes Wärmefreisetzungspotential Qpot. Erwartungsgemäß wirkt sich die geringere Temperatur entwicklung positiv auf die Randspannungen aus, ein Überschreiten der zeitlichen Zugfestigkeit kann jedoch auch hierdurch nicht ausgeschlossen werden (Bild 13b). Eine Rissbildung bleibt also wahrscheinlich.

5.2

Einfluss Wärmedämmung

Bild 14 stellt den Einfluss einer thermischen Kapselung durch Aufbringung einer 2 cm starken Wärmedämmung auf der Fundamentoberseite dar. Durch die kleineren Temperaturgradienten werden die Zwangsspannungen signifikant verringert, sodass diese die Zugfestigkeitsentwicklung fast nicht überschreiten (Bild 13). Gleichzeitig erwärmt sich jedoch die Kerntemperatur auf über 65 °C, was hinsichtlich potenziellen Ettringittreibens unvorteilhaft ist.

Zudem ist die Applikation einer Dämmung und der Verbleib derselben über einen Zeitraum von bis zu 15 Tagen baupraktisch sehr hinderlich, da die Fundamente in der Regel kurz nach dem Ausschalen ihre Erdüberschüttung erhalten und die Turmmontage beginnt.

5.3

Einfluss Bauteilgeometrie

Bei einer Variation der Bauteilgeometrie im Rahmen der verwendeten Fundamentgrößen (Bild 5) zeigte sich prinzipiell ähnliches Verhalten, die maximalen Zugspannungswerte traten jedoch mit zunehmender Bauteildicke später auf (Bild 13).

5.4

Einfluss Reibung

Vergleichsberechnungen mit Reibungswinkeln j = 30° bzw. nur 5° zeigten, dass die Reibung zwischen Sauberkeitsschicht und Fundament erwartungsgemäß eine untergeordnete Rolle spielt, da es sich primär um einen Eigenspannungszustand durch Aufschüsseln (Bild 11) und keine externe Verformungsbehinderung handelt.

6 Rissbreitenbeschränkung 6.1 Modell zur Rissbreitenberechnung

Bild 14 Temperaturentwicklung nach 2 Tagen ohne und mit Wärmedämmung Temperature development after 2 days without and with insulation

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Die Abschätzung der mittleren rechnerischen Rissbreite wk erfolgte zunächst nach Eurocode 2 [5]. Obgleich es sich um ein Zwangsproblem handelt, werden die Gleichungen für die direkte Berechnung nach [5] Abs. 7.3.4 verwendet. Die Werte für Zugfestigkeit fct,eff und E-Modul Ec,eff wurden den numerischen Berechnungen für den Zeitpunkt entnommen, an dem die Umfangszugspannung die Zugfestigkeitsentwicklung überschreitet (Bild 12). Die Stahlspannung ss des Bewehrungsquerschnitts As im Riss mit Randabstand d1 wurde aus der freiwerdenden Betonzugkraft gemäß NA-D [5] für die

e ffektive Betonfläche Ac,eff unter Beachtung der Bauteildicke h berechnet: σ s = fct,eff ⋅ mit A c,eff

A c,eff As

fct,eff ρeff

 h   2,5 d1 + 0,1 ⋅  − 5 ⋅ d1 . = b ⋅ min   d1   5 d1 

(5)

Eine Auswertung der Umfangszugspannung σt über die Bauteilhöhe (Bild 12) rechtfertigt die Annahmen von Gl. (5). Eine weitere Abminderung der Zugspannungen aufgrund von „Eigenspannungszuständen“ bzw. nicht linearer Spannungsverteilungen erscheint nicht gerechtfertigt. Hiermit ergibt sich die rechnerische Rissbreite wk mit begünstigendem Ansatz des tension stiffening bei gegebenem Stabdurchmesser ds zu: w k = sr,max ⋅ (εsm − εcm )

f σ s ⋅ ds  σ s ⋅  − 0,4 ⋅ ct,eff = 3, 6 ⋅ fc,eff  Es Es ⋅ ρeff 

  Es ⋅ ρeff   . 1 + Ec,eff   

(6)

In Tab. 2 sind die entsprechenden Rechenergebnisse für die in Bild 5 dargestellten Bewehrungsführungen zusammengefasst. Es wurde hierbei vereinfachend von einem Reifegrad der Zugfestigkeit von αct = 0,7 ausgegangen. Für beide Bewehrungstypen erweist sich die am oberen Rand vorhandene Umfangsbewehrung zur Rissbreiten beschränkung auf wk ≤ 0,3 mm als bei Weitem nicht ausreichend.

Tab. 2

Ermittlung der Rissbreiten wk nach Eurocode 2 [5] und [12] Calculation of crack width wk acc. to Eurocode 2 [5] und [12]

Fundament

1 (hoch)

2 (flach)

Beton

C35/45

fct,eff

2,24 N/mm2

Ec,eff

27 200 N/mm2

h/d1

165 cm/7,25 cm

85 cm/7,25 cm

Ac,eff Gl. (5)

0,31 m2/m

0,23 m2/m

Bewehrung

∅25–150 mm

∅25–250 mm

As; ρeff

32,7 cm2/m; 1,06 %

19,6 cm2/m; 0,85 %

Berechnung nach Eurocode 2 [5] ss Gl. (5)

212,2 N/mm2

262,4 N/mm2

sr,eff

0,66 m

0,81 m

wk Gl. (6)

0,42 mm

0,64 mm

Berechnung nach Bödefeld [12] Sekundärrisspaare n

Primärrisse m; lcr

8; 9,5 m

5; 13,9 m

Gesamtrisszahl

Primärriss ss Gl. (11)

275,9 N/mm2

341,1,9 N/mm2

Primärriss wp Gl. (9)

0,41 mm

0,63 mm

Da die nach Eurocode 2 mittels der Betonzugfestigkeit belastungsbasiert ermittelten Rissbreiten in Summe die Gesamtbauteilverformungen oftmals überschreiten [12], wurden Vergleichsrechnungen nach aktuellen Modellen unter Berücksichtigung der Verformungskompatibilität [12, 13] durchgeführt. Es wird zwischen „Primär- und Sekundärrissen“ unterschieden: Primärrisse entstehen als Trennrisse aus dem globalen Rissprozess des Bauteil betons; die kleineren Sekundärrisse begleiten diese durch die Verbundwirkung der Bewehrung bedingt, sodass sich über den Abstand lcr von zwei Primärrissen der Breite wp mit n Sekundärrisspaaren die integrale Verformung wbeh annähernd zu w beh = w p ⋅ (1 + 0,9 ⋅ n)

(7)

ergibt. Deren integrale Summe muss aus der Verträglichkeitsbetrachtung der behinderten, integralen Bauteilverlängerung εbeh entsprechen:

i=1

∑ w beh,i = ∑ ε beh,i ⋅ lcr,i .

(8)

Nach [12] ergibt sich die Primärrissbreite zu:

 σ f d w p =  s − 0,39 ⋅ ct,eff  ⋅ 0,18 s E E ρ ρ ⋅  s eff s eff

mit

f σs = (1 + n ⋅ 0,3) ct,eff . Es ρeff ⋅ Es

(9)

(10)

Wie bereits in [13] eingehend untersucht, sind die entscheidenden Parameter zur Berechnung der Rissbreiten der Primärrissabstand lcr und die Anzahl n der Sekundärrisspaare. Insbesondere lcr ist bauteilgeometrieabhängig. Die in [12, 13] angegebenen Näherungen für Wände und Bodenplatten sind für die vorliegende Problematik der Kreisplatte in Umfangsrichtung (Bild 11) nicht ohne Weiteres anwendbar. Es wird daher zur Bestimmung von lcr und n vereinfachend davon ausgegangen, dass die Zwangskraft der mittleren Betonzugkraft Ft(t) in Umfangsrichtung zum Zeitpunkt der Rissbildung entspricht. Hieraus ergibt sich die behinderte Betondehnung zu:

ε beh =

σ (t) ⋅ A c,eff f Ft(t) = t = ct,eff Ec,eff ⋅ A c,eff Ec,eff ⋅ A c,eff Ec,eff

(11)

Als zu bestimmende Freiwerte verbleiben jetzt die Anzahl der Sekundärrisspaare n zwischen den Primärrissen und die Anzahl der Primärrisse m über den äußeren Fundamentumfang. Aufgrund der Beobachtungen von Rissbildungen an gebauten Fundamenten und aufgrund der Tatsache, dass zum Einstellen von mehr als einem Sekundärrisspaar eine gewisse freie Verformung zwischen den Primärrissen nach dem Zeitpunkt der Erstrissbildung gegeben sein muss, was aufgrund der Bauteilgeometrie mit Kontakt zum Boden nicht zutrifft, wird in Übereinstimmung mit [13] von n = 1 ausgegangen. Hieraus lassen sich mit Gln. (7), (8) und (11) der Primärrissabstand lcr und Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 9

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minimiert werden. Hierbei kann ggf. für die Rissbreitenbemessung ein Reifegrad von act ≤ 0,7 für die Zugfestigkeit angesetzt werden, was eine Eignungsprüfung der Sortenrezeptur bedingt. Die Verwendung einer zusätz lichen, signifikanten Wärmedämmung – sofern überhaupt baupraktisch umsetzbar – muss im Einzelfall mit der Betonsorte abgestimmt werden, um ein Überhitzen zu vermeiden. Prinzipiell wirkt sie sich positiv aus.

Bild 15 Rechnerische Rissbreitenentwicklung nach Ansatz [12] Calculated crack development acc. [12]

die korrespondierende Zahl an Primärrissen m bei Fundamentdurchmesser D ermitteln: m ≈ π ⋅ (D − 2 ⋅ d1)/lcr

(12)

In Tab. 2 sind die so ermittelten Ergebnisse aufgezeigt, die sehr gut mit den Berechnungen nach Eurocode 2 korrespondieren. Es muss also davon ausgegangen werden, dass es im vorliegenden Fall keine Verformungsüberschätzung durch die Berechnung nach Eurocode 2 [5] gibt. Bild 15 zeigt zudem die hypothetische Rissbreitenentwicklung nach diesem Verfahren für die Annahmen m = 5 und n = 1 bzw. n = 2.

6.2

Empfehlung für die Bewehrung

Da, wie in den Parameterstudien festgestellt, selbst bei Betonen mit niedriger Wärmeentwicklung während des Hydratationsprozesses die Zwangsspannungen am Rand die Zugfestigkeit des jungen Betons überschreiten können, wird für den äußeren Fundamentrand (ca. 2–3 m) eine Bemessung der rissbreitenbeschränkenden Umfangsbewehrung nach den Vorgaben des Eurocode 2/NA-D [5] empfohlen. Gegebenenfalls kann bei genauerer Betrachtung des Lastabtrages die bislang homogen verteilte Bewehrung optimiert und in den notwendigen Bereichen akkumuliert verlegt werden, ohne die Gesamtstahlmenge zu verändern.

6.3

Empfehlungen für die Bauausführung

Es wird weiterhin die Verwendung von LH-Betonen empfohlen, da hierdurch die Zwangsverformungen prinzipiell

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Zusammenfassung und Ausblick

Die an WEA-Fundamenten häufig festgestellte Rissbildung konnte anhand des kontinuumsmechanischen Hy dratationsmodells auf die temperaturbedingte Zwangsverformung (Bild 11) zurückgeführt werden. Betontechnologische Maßnahmen führen nicht zielsicher zu einer Vermeidung der Risse, zumal sich die für eine Prognoseberechnung notwendigen Betonparameter (Tab. 1) baupraktisch nicht im Vorfeld komplett bestimmen lassen. Es sollte daher immer eine rissbreitenbeschränkende Bewehrung vorgesehen oder eine nachträgliche Rissabdichtung in Kauf genommen werden. Die den Verfassern vorliegenden Gebrauchstauglichkeitsnachweise und Ausführungspläne beinhalten die hierfür notwendigen Rissbreitenberechnungen und Bewehrungen nicht, wodurch die in situ oftmals festgestellten Rissbildungen (Bild 6) erklärbar sind. Es wird eine direkte Berechnung nach Eurocode 2/NA-D [5], wie hier aufgezeigt, vorgeschlagen. Gleichzeitig sollte eine Bewehrungsoptimierung (ggf. Verlagerung an den Bauteilrand) vorgenommen werden. Die bereits stattfindenden Nachbehandlungen sollten für die Oberflächenqualität beibehalten werden. Gleichzeitig ist die Verwendung von LH-Betonen vorteilhaft. Allerdings lässt sich hierdurch alleine die beschriebene Rissbildung nicht zielsicher vermeiden. Zur genaueren Betrachtung des Einflusses von LH-Betonen bieten sich vertiefte Parameterstudien an. Gleichzeitig sollte der Einfluss des Bauteilschwindens in das Modell integriert und studiert werden. Anhand umfassender statischer Berechnungen für die Grenzzustände der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit ließe sich die Bewehrungsverteilung für die Rissbreitenbegrenzung ggf. umordnen und insgesamt optimieren.

Dank Die Autoren danken Herrn Gerd Seel, SEEWIND Windenergiesysteme GmbH, für die Anregung zu diesen Untersuchungen sowie die tatkräftige fachliche Unterstützung bei der Herstellungsbeobachtung der Fundamente und die Bereitstellung von Mess- und Materialkennwerten.

Literatur [1] Bundesverband Windenergie e.V.: www.wind-energie.de/ themen/statistiken. [2] Deutsches Institut für Bautechnik: Richtlinie für Windenergieanlagen. Schriften des DIBt, Reihe B, Heft 8, Fassung 2012. [3] DIN EN 61400-1:2011-08; VDE 0127-1:2011-08: Windenergieanlagen – Teil 1: Auslegungsanforderungen. [4] Bellmer, H.: Schäden an Tragstrukturen für Windenergieanlagen. Schadensfreies Bauen, Band 47, Fraunhofer IRB Verlag, 2016. [5] DIN EN 1992-1-1:2011-01; DIN EN 1992-1-1/NA:2013-04: Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbetonund Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau mit Nationalem Anhang. [6] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton: DAfStb-Richtlinie „Massige Bauteile aus Beton“. Beuth, Berlin, April 2010. [7] Hahn, A.; Geisenhanslücke, C.; Hannuschke, A.: Windkraftfundamente mit erhöhten Festigkeitsanforderungen am Beispiel des Windparks Klettwitz. Beton-Informationen 55 (2015), Heft 3, S. 18–27. [8] Weiler, S.: Spannungsanalyse des Hydratationsprozesses eines Windenergieanlagen-Stahlbetonfundaments. Masterthesis, Hochschule Karlsruhe, 2016 (unveröffentlicht). [9] Rostásy, F.; Krauss, M.; Budelmann, H.: Planungswerkzeug zur Kontrolle der frühen Rißbildung in massigen Betonbauteilen – Teil 2: Hydratation und Wärmefreisetzung. Bautechnik 79 (2002), Heft 8, S. 523–527. [10] Rostásy, F.; Krauss, M.; Budelmann, H.: Planungswerkzeug zur Kontrolle der frühen Rißbildung in massigen Betonbauteilen- Teil 3: Eigenschaften und Stoffmodelle. Bautechnik 79 (2002), Heft 9, S. 641–647.

[11] Sofistik AG: Statik-Module v.2014, www.sofistik.de. [12] Bödefeld, J.: Rissmechanik in dicken Stahlbetonbauteilen bei abfließender Hydratationswärme. Mitteilungsblatt der Bundesanstalt für Wasserbau Nr. 92 (2010). [13] Schlicke, D.: Mindestbewehrung zwangbeanspruchter Betonbauteile unter Berücksichtigung der erhärtungsbedingten Spannungsgeschichte und der Bauteilgeometrie. TU Graz, Dissertation, 2014.

Autoren

Prof. Dr.-Ing. Jan Akkermann Hochschule Karlsruhe – Technik und Wirtschaft Moltkestraße 30 76133 Karlsruhe jan.akkermann@hs-karlsruhe.de

Simon Weiler M. Eng. Hochschule Karlsruhe – Technik und Wirtschaft Moltkestraße 30 76133 Karlsruhe simon.weiler@hs-karlsruhe.de

AKTUELLES

Betonkanu-Regatta 2017 in Köln Das InformationsZentrum Beton ver anstaltet alle zwei Jahre im Auftrag der deutschen Zement- und Betonindustrie die Betonkanu-Regatta. Partner vor Ort sind die Stadt Köln, der Kölner RegattaVerband e.V., die TH Köln „Technology Arts Sciences“ und der Verband deutscher Betoningenieure. Am 9. Juni 2017 ist es wieder soweit: Bereits zum 16. Mal findet dann die Betonkanu-Regatta statt – diesmal auf der Regattastrecke Fühlinger See in Köln. Die Veranstaltung ist eine Mischung aus Be-

ton- und Bootsbautechnik, sportlichem Wettkampf und vor allem viel Spaß. Die Teilnehmer kommen von Fachhochschulen, Universitäten und anderen Institu tionen, an denen Betontechnik gelehrt wird. Vor dem Wettkampf müssen sie gemeinsam mit ihren Ausbildern die kniff lige Aufgabe lösen, ein Kanu aus Beton zu bauen, das robust und wasserundurchlässig ist und darüber hinaus den harten Bedingungen eines Rennens standhält. Der Wettkampf startet am Samstag, den 10. Juni, morgens mit den Vorläufen auf der Regattastrecke. Die

inalläufe finden am frühen Nachmittag F statt, ebenso die Bootsparade, die ein weiterer Höhepunkt der Veranstaltung ist. Hier werden neben den Kanus auch außergewöhnliche Wasserfahrzeuge der offenen Klasse zu sehen sein. Alle Informationen über die Teilnahmebedingungen, die Regeln für den Bau, Wettkampfbestimmungen, Beur teilungskriterien und Preise gibt es in der Ausschreibung unter www.betonkanu-regatta.de. Th.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 11

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J. Akkermann, S. Weiler: Cracks in foundations of onshore wind energy plants

DOI: 10.1002/best.201600059

FACHTHEMA

Christian Selleng, Birgit Meng, Katja Gröger, Patrick Fontana

Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB) Mittels Wärmebehandlung lassen sich die hervorragenden Eigenschaften von UHFB nochmals verbessern. Die für eine optimale Umsetzung relevanten Randbedingungen werden aktuell in der Fachwelt diskutiert. In dieser Veröffentlichung werden die Ergebnisse eines Forschungsprojekts vorgestellt, das die Wirkung verschiedener Einflussgrößen bei der Wärmebehandlung auf die Eigenschaften von UHFB zum Thema hatte. Dabei wurden die Art des Schutzes gegen das Austrocknen, die Vorlagerungszeit und die Haltezeit variiert. Um die zugrunde liegenden Prozesse zu verstehen, wurde der Phasenbestand mittels Röntgendiffraktometrie untersucht. Die höchsten Druckfestigkeiten des UHFB ließen sich bei einer Wärmebehandlung mit Wasserlagerung erzielen, da hierbei eine weitere Hydratation begünstigt wird. Vergleichsweise niedriger waren die Steigerungen bei einer Behandlung mit Schutz vor Austrocknung, während eine ungeschützte Behandlung zu deutlich geringeren Festigkeiten führte. Die Vorlagerungszeit beträgt im Idealfall einige Tage, um die Ausbildung eines offenbar günstigen Ausgangsgefüges sicherzustellen. Die Haltezeit sollte möglichst ausgedehnt sein, weil die Hydratation entsprechend lange gefördert wird. Im oberflächennahen Bereich war unter bestimmten Bedingungen eine Zonierung zu beobachten, deren Ursachen und Folgen, insbesondere in Bezug auf die Dauerhaftigkeit, weitere Forschung erfordern.

Influencing factors for the effectivity of heat treatment of ultrahigh performance concrete (UHPC) Using heat treatment, the excellent properties of UHPC can be further improved. The relevant conditions for an optimal realisation are currently in discussion among experts. In this paper the results of a research project are presented. It was focused on the impact of different factors of heat treatment influencing the properties of UHPC. Therefore, the type of protection against drying, the pre-storage time and the dwell time were varied. To understand the underlying processes, the phase composition was determined via X-ray diffraction. The highest compressive strength was reached with a heat treatment in hot water, because a broader hydration was promoted. The increase of strength was comparatively less with a treatment with protection against drying, while an unprotected treatment led to a significantly lower strength. The pre-storage time covers ideally a few days, to ensure the formation of a favourable initial texture. The dwell time should be as long as possible, because the hydration is proceeded. Under certain conditions a zonation occurred in the superficial area. Its causes and implications, especially with respect to durability, need further research.

ringen w/z-Wert und den Einsatz von hocheffizienten Fließmitteln ermöglicht. Dies ist meist mit einem hohen Einsatz an Zement und feinen Füllern verbunden. Um die Anforderungen an die hohe Mischintensität, die exakte zeitliche und mengenmäßige Zugabe der Zusatzmittel und die genaue Wasserdosierung sicher einhalten zu können, wird UHFB überwiegend in der Fertigteilherstellung eingesetzt, aber auch die Verwendung als Ortbeton ist möglich.

Einleitung und Zielsetzung

Ultrahochfester Beton (UHFB), im Englischen meist als Ultra-High Performance Concrete (UHPC) bezeichnet, zeichnet sich durch eine besonders hohe Leistungsfähigkeit hinsichtlich Festigkeit und Dauerhaftigkeit bzw. Gefügedichtheit aus. Eine Abgrenzung gegenüber normalund hochfesten Betonen lässt sich am eindeutigsten anhand der Druckfestigkeit definieren. Sie liegt mindestens oberhalb der bisherigen Normung (C100/115 nach DIN EN 2061 in Verbindung mit DIN 1045-2), wobei in der Literatur häufig erst Betone bei einer charakteristischen Druckfestigkeit über 150 MPa in die UHFB-Kategorie eingeordnet werden [1–4]. In der geplanten DAfStb-Richtlinie zum UHFB ist im derzeitigen Diskussionsstand C130/145 als unterste Festigkeitsklasse vorgesehen [5]. Mit der hohen Druckfestigkeit geht eine geringer werdende Duktilität einher, sodass für die praktische Anwendung üblicherweise Fasern eingesetzt werden. Die hohe Festigkeit wird durch einen optimierten Kornaufbau, besonders im Feinkornbereich, einen extrem ge12

Umfangreiche Forschung, in Deutschland insbesondere das DFG-Schwerpunktprogramm „Nachhaltiges Bauen mit ultra-hochfestem Beton“ (SPP 1182), hat in den letzten Jahren den Weg für die praktische Nutzung bereitet [6]. Die Anwendung beschränkt sich auf Bereiche mit erhöhten Anforderungen, denen UHFB mit seiner extrem hohen Festigkeit, seiner Dauerhaftigkeit und seiner geringen Durchlässigkeit für Flüssigkeiten und Gase besonders gut gerecht werden kann. Als Beispiele seien hier filigrane Brücken [7], Fassadenelemente mit besonderen Leistungsmerkmalen [8] oder extrem widerstandsfähige Komponenten für den Abwasserbereich [9] genannt.

Mittels thermaler Behandlung lässt sich die ohnehin sehr hohe Leistungsfähigkeit von UHFB noch steigern. Hierzu gehören alle Verfahren, bei denen der Beton gezielt einer gegenüber der Normaltemperatur erhöhten Temperatur ausgesetzt wird, also sowohl die in der vorliegenden Veröffentlichung fokussierte „Wärmebehandlung“ (Temperaturen unter 100 °C bei Normaldruck) als auch die „Hydrothermalbehandlung“ (Temperaturen oberhalb 100 °C bei Wasserdampfsättigungsdruck). Beide Behandlungsarten waren Gegenstand eines von der DFG geförderten Forschungsprojekts („Thermale Nachbehandlung von faserbewehrtem UHPC“). Grundsätzlich bieten die höheren Temperaturen und Drücke einer Hydrothermalbehandlung das Potenzial für besonders effektive Eigenschaftsverbesserungen [10–12], was die Untersuchungen erstmals systematisch hinsichtlich der Wirkung einzelner Behandlungsparameter belegen. In der vorliegenden Veröffentlichung liegt der Fokus jedoch auf der in der Praxis bereits etablierten Wärme behandlung.

gängerbrücke, 2005), Kanada (Glenmore/Legsby, 2007), Österreich (Wild-Brücke, 2010) oder in Deutschland (Gärtnerplatzbrücke, 2007) [6]. Technologisch gesehen umfasst eine Wärmebehandlung das Vorlagern, das Erwärmen, das Halten bei der erhöhten Temperatur und das Abkühlen. Bild 1 gibt einen Überblick über die verwendeten Begriffe, wie sie in den Regelwerken von DIN und DAfStb definiert sind [14, 15]. Die Wirkung der Wärmebehandlung ergibt sich aus dem Zusammenspiel aller vier genannten Stadien. Vor Beginn des Forschungsvorhabens lagen kaum Erkenntnisse zu den Einflüssen der einzelnen Parameter auf den gesamten Prozess und die daraus resultierenden Eigenschaften des Betons vor. Im Allgemeinen geht man davon aus, dass nach der Behandlung keine weitere Hydratation und keine Festigkeitssteigerung mehr stattfindet [13, 16]. Dem Zeitpunkt des späteren Einbaus eines Bauteils sollte daher keine Bedeutung zukommen.

– Nach Ende der Behandlung ist die Festigkeitsentwicklung abgeschlossen bzw. in bestimmten Fällen erhöht. – Die Mikrostruktur der Zementmatrix wird noch dichter und homogener, was sich günstig auf die Dauerhaftigkeit auswirkt. – Nach der Wärmebehandlung ist das chemische und autogene Schwinden weitestgehend abgeschlossen und das Kriechen ist reduziert, sodass die Bauteile eine besondere Dimensionsstabilität aufweisen. – Es ist eine stärkere Aktivierung der typischerweise hohen Anteile an unhydratisierten Bindemittelkomponenten möglich.

Gegenwärtig werden die für eine Wärmebehandlung von UHFB geeigneten Randbedingungen in Expertenkreisen diskutiert, da eine Richtlinie des DAfStb zum UHFB in Arbeit ist, die diese Thematik beinhaltet [5]. Bei UHFB wird eine Wärmebehandlung üblicherweise nach mindestens 1 d Vorlagerung bei 60–90 °C für 24–48 h durchgeführt [3, 13], wobei der UHFB „vor einer Austrocknung zu schützen ist“. Dies kann zum Beispiel durch luft dichtes Einpacken erfolgen, ohne dass die Anforderungen an den Austrocknungsschutz genauer definiert werden (auch bei Berücksichtigung der DAfStb-Richtlinie zur Wärmebehandlung von Normalbeton [14]). Vor dem Hintergrund der im Vergleich zu Normalbeton bei UHFB oft erhöhten Behandlungstemperaturen und dem geringeren w/z-Wert messen die Autoren diesem Gesichtspunkt jedoch eine besondere Bedeutung zu. Eine genauere Betrachtung erscheint notwendig, weil bei der geringen und exakt eingestellten Wassermenge im UHFB bereits kleinste Änderungen des Wasserangebotes durch Austrocknung oder Feuchteaufnahme große Auswirkungen auf die Eigenschaften des UHFB haben können.

Aus diesen Gründen wurden schon bei den frühen Brückenbauwerken aus UHFB die Bauteile häufig wärme behandelt, egal ob in Frankreich (Pont du Diable, Fuß-

Während die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung also grundsätzlich unbestritten ist und sich auf Basis praktischer Erfahrungen effektive Behandlungsregime etablie-

Die Wärmebehandlung von UHFB beschleunigt ähnlich wie bei Normalbeton die Erhärtung. Aber durch die besonderen Gegebenheiten des UHFB (hoher Zementanteil, geringer w/z-Wert und dadurch geringer Hydrata tionsgrad, hohe Dichtheit) können darüber hinaus noch zusätzliche Potenziale erschlossen werden. Insbesondere ergeben sich daher folgende Vorteile im Vergleich zum unbehandelten Beton [4, 13]:

Bild 1

Schema der Wärmebehandlung mit Begriffsdefinitionen (entsprechend [14] und [15]) Scheme of heat treatment with the definition of terms (corresponding to [14] and [15])

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 13

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C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Influencing factors for the effectivity of heat treatment of ultra-high performance concrete (UHPC)

C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB)

ren konnten, fehlen systematische Erkenntnisse für die gezielte Steuerung und Optimierung der Wärmebehandlung von UHFB. Dies betrifft insbesondere die gefügeund phasenabhängigen Ursachen für eine erhöhte Festigkeit bzw. Dauerhaftigkeit in Abhängigkeit von den Behandlungsparametern. Dieser Forschungsbedarf gab Anlass für die in dieser Veröffentlichung dargelegten Untersuchungen hinsichtlich der Wirkung technologischer Einflussgrößen auf die UHFB-Eigenschaften. Dazu wurden verschiedene Behandlungsparameter, insbesondere Variationen des Schutzes gegen Austrocknen und der Vorlagerungs- und Haltezeiten, miteinander verglichen. Bild 2

2 Methodik 2.1 Rezeptur und Herstellung der UHFB-Proben Die Mischungszusammensetzung orientierte sich an einer bereits im DFG-SPP 1182 [6, 17] etablierten Rezeptur. Für die grundlegenden Untersuchungen war ein nicht zu komplexes System aus Quarz, Mikrosilika, Zement, Fließmittel und Wasser ohne weitere Zusatzstoffe und ohne Fasern erforderlich (Tab. 1). Der w/z-Wert betrug 0,25 (bzw. w/(z+s) = 0,22). Die Referenzproben wurden permanent im Wasserbad bei Normaltemperatur (23 °C) gelagert, während diese Wasserlagerung bei den wärmebehandelten Proben für die Dauer der Behandlung unterbrochen und dann fortgesetzt wurde.

Zylinderproben: links – nach dem Ausschalen, Mitte – nach der Behandlung im Heißwasserbad, rechts – nach dem Schleifen vorbereitet für die Prüfung Cylindric samples: left – after demoulding; middle – after treatment in hot water bath; right – after grinding prepared for testing

ren in Abhängigkeit von der Probengröße aussagefähige Werte für die Druckfestigkeit ermitteln [18, 19].

2.2

Variationen der Wärmebehandlung

Um die Auswirkungen unterschiedlicher Behandlungs parameter systematisch zu erfassen, wurden sowohl der Schutz gegen das Austrocknen als auch die Vorlagerungsdauer und die Haltezeit variiert.

Für die Untersuchungen wurden sowohl Norm-Prismen (40 × 40 × 160 mm3) als auch wesentlich kleinere Zylinder hergestellt. Die Zylinder besaßen selbst für einen Feinkornbeton mit einem Größtkorn von 0,5 mm ungewöhnlich kleine Abmessungen: Durchmesser = Höhe = 22,6 mm (Bild 2). Diese Kleinproben sind besonders geeignet für Untersuchungen zur thermalen Behandlung, da sie ein gleichmäßiges, schnelles Aufheizen und Abkühlen ohne große Temperaturunterschiede innerhalb der Probe gewährleisten. Zudem ist ein Maß von 2 cm bei einigen möglichen Anwendungen von UHFB in flachen Bauteilen (z. B. Fassadenplatten) durchaus wirklichkeitsnah. Die wegen der kleinen Probekörper relativ große Streuung der Festigkeitswerte wurde durch Mittelwertbildung aus jeweils acht Probekörpern berücksichtigt. Auch bei solch kleinen Proben lassen sich mit Umrechnungsfakto-

Die Proben wurden ausschließlich bei 90 °C wärme behandelt, d. h. an der oberen Grenze des in der Praxis genutzten Regimes. Einerseits lässt diese hohe Temperatur den schnellsten Reaktionsablauf erwarten (van-tHoff’sche Regel), ohne dass Wasser den Siedepunkt erreicht. Andererseits befindet sich diese Temperatur im hochinteressanten, weil für den Ettringitzerfall kritischen Bereich. Dieser ist aufgrund der Gefahr sekundärer Ettringitbildung bei Normalbeton entsprechend der Richt linie [14] zu vermeiden. Bisherige Ergebnisse legen jedoch nahe, dass dieses Risiko bei UHFB nicht besteht [12].

Mischungszusammensetzung des UHFB in Anlehnung an [17] Mix composition of UHPC based on [17]

– ungeschützt: Trocknung ohne Schutz im Wärmeschrank; – eingeschweißt: unter praxisnahem Schutz in Kunststoffbeuteln (temperaturbeständig bis 121 °C) luftdicht eingeschweißt im Wärmeschrank; – Heißwasserbad: als optimaler Eckwert unter Labor bedingungen ohne Ummantelung im Wasserbad.

Tab. 1

Rohstoff

Menge in kg/m3

Zement CEM I 52,5 R

832

Mikrosilika trocken, unkompaktiert

135

Quarzmehl 0–0,125 mm

207

Quarzsand 0–0,5 mm

975

Fließmittel (PCE)

Wasser

209

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Zur Untersuchung des Einflusses von Maßnahmen zur Verhinderung des Austrocknens erfolgte die Wärmebehandlung unter folgenden drei unterschiedlichen Umgebungsbedingungen bei 90 °C:

Für jede der drei genannten Umgebungsbedingungen wurden die Haltezeit (4 h–144 h) und die Vorlagerungszeit (1 d–7 d im Wasserbad) entsprechend der Versuchs-

den zeigten, dass sich die Messung ganzer Zylinder bei UHFB zur qualitativen Analyse und zur Beurteilung von Veränderungen im Phasenbestand eignet.

144

3 3.1

Ergebnisse und Diskussion Festigkeitsentwicklung ohne thermale Behandlung (Referenz)

48 24 0

Vorlagerungszeit [d] Bild 3

Versuchsmatrix der Vorlagerungs- und Haltezeit für alle drei Umgebungsbedingungen (ungeschützt, eingeschweißt, Heißwasserbad) Experimental range of pre-storage and dwell time for all three environmental conditions (unprotected, sealed, hot water bath)

matrix in Bild 3 variiert. Für die systematische Absicherung der Erkenntnisse war die Einbeziehung sehr kurzer und langer Vorlagerungs- und Haltezeiten wesentlich, obwohl diese für die praktische Anwendung kaum relevant sind. Zudem wurden einige zusätzliche Parameterkombinationen im Heißwasserbad ergänzt, um den Einfluss der Vorlagerungszeit und der Haltezeit besser beurteilen zu können.

2.3

Um die Wirkung einer thermalen Behandlung auf die Festigkeit beurteilen zu können, muss die Festigkeitsentwicklung unter Referenzbedingungen (ständige Wasser lagerung) bekannt sein. In Bild 4 sind sowohl für die Zylinderproben als auch die Prismen alle Einzelmesswerte der Druckfestigkeit wiedergegeben. Durch die große Datenmenge lässt sich eine analytische Beschreibung der Festigkeitsentwicklung ableiten. Als Regressionsfunktion eignet sich analog zu [21] die Weibull-Verteilungsfunk tion (Gl. (1)). Die Druckfestigkeit fct′ zu einem bestimmten Betonalter t (in d) beträgt:

Um die hinter der Festigkeitssteigerung stehenden Prozesse zu verstehen, wurden die Veränderungen im Phasenbestand infolge einer Wärmebehandlung mit der Röntgendiffraktometrie bestimmt. Üblicherweise werden dazu die Proben zu feinem Pulver gemahlen. Hier wurden stattdessen ganze Zylinder verwendet, die lediglich an der Oberfläche angeschliffen und dann in einen eigens konstruierten Probenhalter eingespannt wurden. Die Gefahr, empfindliche Phasen wie Ettringit durch einen intensiven Mahlprozess, wie er beim harten UHFB benötigt wird, zu zerstören, ist dadurch minimiert. Weitere Vorteile sind der deutlich geringere Präparationsaufwand und die Möglichkeit, den Prüfkörper weiterzuverwenden. Vergleichende Untersuchungen beider Präparationsmetho

(1)

220

Untersuchung der Betoneigenschaften

Der Schwerpunkt der Untersuchungen lag auf den aus der Wärmebehandlung resultierenden mechanischen Eigenschaften, insbesondere der Druckfestigkeit, da diese die Hauptzielrichtung einer möglichst praxisnahen Optimierung darstellt. Die Prüfung der (Stempel-)Druckfestigkeit erfolgte kraftgesteuert, wobei für die Zylinder die Belastungsgeschwindigkeit entsprechend DIN EN 12390-3 [20] angepasst wurde. Um ein direkt vergleichbares Proben alter als Bezugsgröße zu gewährleisten, wurden für alle Behandlungs- und Probenvariationen die Festigkeiten nach 28 d untersucht. Zum besseren Vergleich sind die Festigkeiten zum Teil als relative Festigkeiten, bezogen auf 28 d kontinuierliche Wasserlagerung, dargestellt.

    k  t fct′ = fc′ 1 − exp  −        T     

Der Faktor fc′ (Festigkeit nach unendlich langer Zeit; Endfestigkeit) sowie k und T als Form- und Skalenparameter sind anzupassen.

200 180 160

Druckfestigkeit [MPa]

Haltezeit [h]

120

140 120 100 80 60

Messwerte Zylinder Regression Zylinder Messwerte Prismen Regression Prismen

40 20 0

112 140

Alter [d] Bild 4

Entwicklung der Druckfestigkeit bei Zylindern und Prismen bei ständiger Wasserlagerung Progress of compressive strength of cylindric and prismatic samples in permanent water storage

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 15

FACHTHEMA ARTICLE

C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Influencing factors for the effectivity of heat treatment of ultra-high performance concrete (UHPC)

C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB)

Bei den Zylinderproben ergibt sich damit:    

(2)

Für die Prismen verläuft die Kurve ähnlich, jedoch auf niedrigerem Niveau:

(3)

Die Regressionen nach Gln. (2) und (3) für die Druck festigkeiten der Referenzproben werden in den folgenden Darstellungen als Vergleich genutzt.

3.2

Einfluss des Schutzes gegen Austrocknen

Die Festigkeiten nach der Wärmebehandlung hängen sehr stark von der Wirksamkeit eines Trocknungsschutzes und der damit verbundenen Verfügbarkeit von Wasser während der Wärmebehandlung ab (Bild 5). Die deutlichsten Unterschiede zeigen sich bei sehr langer Haltezeit (Bild 5c), weil sich der Trocknungsprozess oder die weitere Wasseraufnahme naturgemäß mit zunehmender Dauer am stärksten auswirken kann. Entsprechend sind bei einer Haltezeit von nur 4 h im Rahmen der Fehler bereiche nur geringe Unterschiede feststellbar (Bild 5a). Für gleiche Vorlagerungs- und Haltezeiten werden die höchsten Festigkeiten jeweils im Heißwasserbad erreicht, während die ungeschützt behandelten Proben die geringsten Festigkeiten erzielen. Die Festigkeit eingeschweißt behandelter Proben liegt dazwischen. Die erwartungsgemäß geringeren Festigkeiten der ungeschützten Proben, oft unterhalb der Festigkeit nach 28 d Wasserlagerung (in den Bildern eingezeichnete 100 %Linie), zeigen, dass die ungehinderte Austrocknung die weitere Hydratation einschränkt. Bei einer kurzen Haltezeit und damit Austrocknungsdauer von 4 h kommt dies noch kaum zum Tragen, sodass die erzielten Festigkeiten kaum geringer als bei den anderen Arten des Schutzes sind. Bei 72 h Haltezeit sind die negativen Folgen jedoch bereits klar ersichtlich. Diese Ergebnisse bekräftigen nachdrücklich den notwendigen Schutz vor Austrocknung, da eine Wärmebehandlung sonst zu einer vergleichsweise geringen Festigkeit führen kann. Wenn die Proben eingeschweißt oder im Wasserbad behandelt werden, ist mit einer wirksamen Unterbindung des Wasserverlusts zu rechnen. Dennoch zeigen sich Unterschiede. Die höheren Festigkeiten der Heißwasserproben, insbesondere bei langer Haltezeit, lassen ver muten, dass die Proben zusätzliches Wasser aufnehmen. Dies erweist sich insbesondere vor dem Hintergrund des sehr niedrigen w/z-Werts der UHFB-Mischungen als vorteilhaft, weil es weitere Hydratationsprozesse ermöglicht. 16

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

120

90 80

120

Vorlagerungszeit [in d]

ungeschützt eingeschweißt Heißwasserbad

110 100 90 80

130 120

Vorlagerungszeit [in d]

ungeschützt eingeschweißt Heißwasserbad

110 100 90 80

100

130

Bild 5

ungeschützt eingeschweißt Heißwasserbad

110

Druckfestigkeit [in % auf 28 d Wasserlagerung bezogen]

0,32     t   = 170 MPa 1 − exp  −  fc,t,prs ′    4,7 d     

Druckfestigkeit [in % auf 28 d Wasserlagerung bezogen]

   t  = 203 MPa 1 − exp  −  fc,t,cyl ′    4,9 d  

Druckfestigkeit [in % auf 28 d Wasserlagerung bezogen]

0,39 

130

4 Vorlagerungszeit [in d]

28-d-Druckfestigkeit bei verschiedenen Behandlungsarten, Vorlagerungs- und Haltezeiten: a) Haltezeit = 4 h; b) Haltezeit = 72 h; c) Haltezeit = 144 h Compressive strength after different treatment methods, pre-storage and dwell times: a) dwell time = 4 h; b) dwell time = 72 h; c) dwell time = 144 h

Die weitere Diskussion von Behandlungsparametern in den Folgeabschnitten konzentriert sich auf die Heiß wasserbad-Behandlung als Richtwert mit den höchsten Festigkeiten.

Einfluss der Vorlagerungszeit

Bei verschiedenen Vorlagerungszeiten ergeben sich im Gegensatz zu früheren Untersuchungen [16] verschiedene Druckfestigkeiten (Bild 5). Es besteht jeweils ein Optimum, welches für unterschiedliche Haltezeiten unterschiedlich ist und im Bereich zwischen 2 und 4 Tagen liegt. Bild 6 verdeutlicht, dass eine Vorlagerungszeit von mehr als einem Tag gegeben sein sollte, während längere Vorlagerungszeiten zu geringeren Festigkeiten führen. Möglicherweise ist ein gut ausgebildetes Grundgefüge vorteilhaft bei der Festigkeitssteigerung während der Wärmebehandlung. Darüber hinaus kann zusätzlich während der Vorlagerung aufgenommenes Wasser den Reaktionsablauf und die Festigkeitsentwicklung positiv beeinflussen. Eine noch weiter fortgeschrittene Gefügeausbildung ermöglicht jedoch nur noch einen geringen Festigkeitszuwachs während der Wärmebehandlung (Effekt in Bild 6 ab 3 Tage Vorlagerungszeit).

Einfluss der Haltezeit

Die erzielten Festigkeiten sind wesentlich von der Haltezeit abhängig. Bei sehr kurzer Haltezeit von 4 h sind die Auswirkungen auf die Festigkeit unabhängig von den anderen Faktoren marginal (Bild 5a). Längere Haltezeiten bewirken systematisch höhere Druckfestigkeiten (Bild 7). Die Ergebnisse lassen eine weitere Festigkeitssteigerung bei fortgesetzter Behandlung über 144 h hinaus erwarten, da die Hydratationsprozesse der Klinker und der anderen reaktiven Bestandteile (Mikrosilika) nach wie vor andauern. Damit sind Literaturergebnisse widerlegt, die davon ausgehen, dass über 48 h hinausgehende Haltezeiten keinen weiteren Effekt haben (zum Beispiel in [13]). Für eine optimale Wärmebehandlung sind allerdings Vorlagerungs- und Haltezeit aufeinander abzustimmen. Nur in richtiger Kombination werden sehr hohe Druckfestigkeiten erzielt. Die höchsten Druckfestigkeiten mit einer Steigerung von etwa 35 % im Vergleich zur 28-Tage-Wasserlagerung wurden hier bei einer Vorlagerung von 4 d und einer Haltezeit von 144 h erzielt.

240

Druckfestigkeit [in % auf 28 d Wasserlagerung bezogen]

240 130 120

200

Druckfestigkeit [in MPa]

110 180

100

160

140

80 Wasserlagerung Vorlagerungszeit = 1 d Vorlagerungszeit = 2 d Vorlagerungszeit = 3 d Vorlagerungszeit = 5 d Vorlagerungszeit = 6 d Vorlagerungszeit = 7 d

120 100 80 0

70 60 50

130 220 120 200 110

Druckfestigkeit [in MPa]

220

180

140

Wasserlagerung Haltezeit = 4 h Haltezeit = 24 h Haltezeit = 72 h Haltezeit = 96 h Haltezeit = 144 h

120 100 80

112 140

Entwicklung der Druckfestigkeit in Abhängigkeit von der Vorlagerungszeit bei einer Haltezeit von 24 h im Heißwasserbad; gemessene Werte sind durch Symbole markiert, Verläufe schematisch durch gestrichelte Linien dargestellt Progress of compressive strength depending on pre-storage time with a dwell time of 24 h in hot water bath; measured values are marked with symbols, trends with dashed lines

100

160

Alter [d] Bild 6

Druckfestigkeit [in % auf 28 d Wasserlagerung bezogen]

3.3

3.4

70 60 50

112 140

Alter [d] Bild 7

Entwicklung der Druckfestigkeit in Abhängigkeit von der Haltezeit im Heißwasserbad bei einer Vorlagerungszeit von 4 d; gemessene Werte sind durch Symbole markiert, Verläufe schematisch durch gestrichelte Linien dargestellt Progress of compressive strength depending on dwell time in hot water bath with a pre-storage time of 4 d; measured values are marked with symbols, trends with dashed lines

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 17

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C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Influencing factors for the effectivity of heat treatment of ultra-high performance concrete (UHPC)

C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB)

3.5

Einfluss der Probengröße

Die absoluten Druckfestigkeiten sind bei den Prismen erwartungsgemäß niedriger als bei den kleineren Zylindern (Bild 4). Bei wassergelagerten Proben liegt das Verhältnis der Druckfestigkeit von Zylinder zu Prismen in der Größenordnung von 1,4. Der Einfluss der Wärmebehandlung verändert sich gravierend in Abhängigkeit von der Probengeometrie: Während die Festigkeit der kleinen Zylinder stark von der Art des „Schutzes“ beeinflusst wird (breiter, links schraffierter Bereich in Bild 8), relativiert sich dieser Effekt bei den Prismen offenkundig. Die Auswirkungen sind sowohl in Richtung höherer als auch niedrigerer Druckfestigkeit weniger ausgeprägt (schmaler, rechts schraffierter Bereich in Bild 8), die Tendenzen sind jedoch die gleichen.

240

Einerseits bestätigen diese Ergebnisse, dass die kleinen Zylinder die geeignete Probengröße haben, um systematisch die Einflussgrößen herauszuarbeiten, da die auftretenden Temperatur- und Feuchtegradienten vernachlässigbar sind. Andererseits zeigen sie, dass sich die Ergebnisse nicht ohne Weiteres auf größere Proben übertragen lassen. Der oberflächennahe Bereich kann verändert sein, ohne dass sich dies auf globale Eigenschaften wie die Festigkeit auswirkt. Dessen Schwächung, zum Beispiel in Form einer Mikrorissbildung, hätte jedoch eine entscheidende Bedeutung für die Dauerhaftigkeit.

220

3.6

Prinzipiell liegen bei den Prismen aufgrund der Trägheit der inneren Zonen beim Erwärmen bzw. der Schutzfunktion der äußeren Zonen in Bezug auf das Austrocknen der inneren Zonen relativ unklare Verhältnisse vor.

Druckfestigkeit [in MPa]

180 160 140 Zylinder

120

Wasserlagerung Heißwasserbad ungeschützt

100

Prismen Wasserlagerung Heißwasserbad ungeschützt

80 0

112 140

Alter [d] Bild 8

Zonierung bei größeren Probenabmessungen

Nach einer ungeschützten oder in Folie eingeschweißten Wärmebehandlung waren an den Bruchflächen der Prüfprismen deutliche Zonierungen sichtbar. Je nach Vorlagerung, Haltezeit und anschließender Nachbehandlung sind drei Zonen unterschiedlich breit ausgebildet: Ein innerer dunkler Kern, eine hellere innere Zone und eine sehr dunkle äußere Zone (Bild 9). Letztere bildet sich nur bei einer Wasserlagerung nach der Wärmebehandlung aus, bei einer Lagerung an Luft (< 65 % r.H.) fehlt sie. Besonders breit sind die Zonen nach ungeschützter Behandlung, aber auch nach einer Behandlung in Folie eingeschweißt zeigen sich, wenn auch dünnere, Zonen.

200

ährend im oberflächennahen Bereich je nach BehandW lungsart ein erhöhtes oder verringertes Wasserangebot herrscht, sind im Kernbereich die Feuchteverhältnisse kaum verändert. Es ist davon auszugehen, dass die Wärmebehandlung der ungeschützten Prismen eine Austrocknung ihrer Randzone zur Folge hatte, während ihr Kern vor Austrocknung geschützt war. Anders als bei den kleineren Zylindern, die vollständig austrocknen und damit homogen sind, wirkt sich die Austrocknung bei den Prismen weniger auf die Druckfestigkeit aus, da ihr Querschnitt auch den „ungestörten“ Kern umfasst. Dadurch ergeben sich auch bei unterschiedlicher Behandlungsart für die Prismen nur geringe Festigkeitsunterschiede.

Vergleich der Festigkeit zwischen Zylinder und Prismen unter verschiedenen Wärmebehandlungsarten bei gleicher Vorlagerungszeit von 7 d und gleicher Haltezeit von 144 h – die Schraffur verdeutlicht den Einfluss des Schutzes vor Austrocknung; gemessene Werte sind durch Symbole markiert, Verläufe schematisch durch gestrichelte Linien dargestellt Comparison of strength between cylinders and prisms considering different heat treatment methods with equivalent pre-storage time of 7 d and equivalent dwell time of 144 h – the hachures illustrate the influence of protection against drying; measured values are marked with symbols, trends with dashed lines

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Diese Zonierung bleibt auch nach mehreren Monaten unter Normklima stabil, es handelt sich nachweislich nicht um vorübergehende unterschiedliche Feuchtigkeitsgrade. Ursache für die Helligkeitsunterschiede sind wohl bleibende Veränderungen im Gefüge und/oder der Phasenzusammensetzung. Wahrscheinlich bilden die beiden im Bild 9 gelb markierten Säume Fronten der Austrocknung während der Wärmebehandlung (innerer Saum) und der Wiederbefeuchtung nach der Wärmebehandlung (äußerer Saum) ab. Bisher ist in der Literatur eine ähnliche Zonierung nur bei der hydrothermalen Behandlung von UHFB beschrieben worden [11]. Inwieweit der Effekt sich auf praxisrelevante Eigenschaften auswirkt, ist noch unklar. Es zeigen sich keine auffälligen Veränderungen im Bruchbild oder bei der makroskopisch erkennbaren Porenverteilung und keine Hinweise auf eine Mikroriss-

1000 e

800 e

Intensität [counts]

600 Wasserlagerung

400

Bild 9

Zonierung sichtbar auf einer Bruchfläche eines Normprismas nach ungeschützter Wärmebehandlung und anschließender Wasserlagerung; Zonierung mit Linien hervorgehoben, originale Bildbreite 40 mm Zonation visible at a fracture surface of a prism after unprotected heat treatment, followed by water storage; zonation is highlighted with dashed lines, original image width 40 mm

bildung. Unübersehbar ist, dass derart behandelte Proben nicht homogen sind.

200

90°C Wärmebehandlung

Winkel [° 2θ Cu-Kα ] Bild 10 Diffraktogramme von wassergelagertem und wärmebehandeltem UHFB im Vergleich (Ausschnitt 7–21 °2θ): e – Ettringit; A – Alit; p – Portlandit Diffractograms of water stored and heat treated UHPC (Detail 7–21 °2θ): e – ettringite; A – alite; p – portlandite

3.7 Phasenanalyse Bei der Hydratation des UHFB treten die gleichen Phasen wie beim Normalbeton auf, jedoch sind die Anteile verändert [3, 22]. Insbesondere ist die Menge an Restklinker durch den geringen w/z-Wert höher, was die Röntgendiffraktometrie bestätigt (Bild 10). Im wassergelagerten UHFB sind neben Quarz deutliche Mengen an unhydratisiertem Klinker, Ettringit und Portlandit nachweisbar. Nicht sichtbar sind das entstehende amorphe CSH-Gel und nicht verbrauchtes Mikrosilika, die sich lediglich in einer Untergrunderhöhung im Bereich 15–35 °2θ ausdrücken. Nach der Wärmebehandlung ist der Anteil von Ettringit und Portlandit zurückgegangen, während bei den anderen Phasen praktisch keine Veränderung eintritt. Nach 20 h Haltezeit ist Ettringit fast vollständig verschwunden. Er zersetzt sich bei Temperaturen oberhalb von 70 °C, wobei Wasser frei wird. Der Zerfall des Ettringits erfordert eine entsprechende Temperaturbegrenzung bei Normalbeton, da die Gefahr einer verspäteten Ettringitbildung besteht [14]. Bei wärmebehandeltem UHFB treten jedoch keinerlei Anzeichen für eine derartige Betonschädigung auf [12]. Dahingegen zeigen die nun vorliegenden Ergebnisse, dass sich das beim Ettringitzerfall freiwerdende Wasser positiv auf die

UHFB-Eigenschaften auswirkt, denn es ermöglicht weitere Hydratationsreaktionen, die sonst wegen des Wassermangels aufgrund des geringen w/z-Werts nicht ablaufen können. Die Menge des Portlandits ist ebenso reduziert, aber auch nach längerer Haltezeit noch deutlich vorhanden. Portlandit reagiert bei der erhöhten Temperatur in einer verstärkten puzzolanischen Reaktion mit Mikrosilika zu CSH, was zur Festigkeitssteigerung beiträgt. Dabei wird kontinuierlich sowohl Portlandit verbraucht, was in den Diffraktogrammen sichtbar ist, als auch Mikrosilika und Wasser, was nicht sichtbar ist. Die auch nach 144 h Haltezeit noch nicht umgesetzte Menge Portlandit bietet Potenzial für eine fortgesetzte Festigkeitssteigerung. Eine verstärkte hydraulische Reaktion unter Verbrauch von Klinker lässt sich demgegenüber nicht belegen. Re flexe, die kristallinem C-S-H zugeordnet werden könnten, treten nicht auf.

Zusammenfassung und Ausblick

Die Ergebnisse zeigen den Einfluss verschiedener Parameter auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung. Sowohl die Art des Schutzes gegen das Austrocknen als Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 19

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C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Einflussgrößen auf die Wirksamkeit einer Wärmebehandlung von Ultrahochfestem Beton (UHFB)

auch die Vorlagerungszeit und Haltezeit beeinflussen die erzielbare Festigkeit. Nur im Zusammenspiel aller drei Faktoren ist eine optimale Wärmebehandlung mit maximaler Druckfestigkeit möglich. Besonders günstig für eine hohe Endfestigkeit ist demnach eine Wärmebehandlung bei zusätzlichem Feuchteangebot (hier im heißen Wasserbad). Die Vorlagerungszeit beträgt im Idealfall wenige Tage, sodass sich bereits ein günstiges Ausgangsgefüge ausgebildet hat, während die Haltezeit möglichst ausgedehnt sein sollte, weil die Hydratation entsprechend lange gefördert wird. Welche Punkte davon in der Praxis wirtschaftlich und logistisch umzusetzen sind, kann nur jeweils vor Ort anhand der Gegebenheiten und Erfordernisse entschieden werden. Bedenkenswert ist vor allem, dass die höchsten Festigkeiten im Heißwasserbad, also für Proben mit der Möglichkeit Wasser aufzunehmen, erzielt wurden. Die bestehenden Regelungen und Empfehlungen für die Wärme behandlung von UHFB beinhalten jedoch nur einen allgemein beschriebenen „Schutz vor Austrocknung“. Hier ergeben sich gegebenenfalls problematische Unterschiede, wenn dies in Labor, Technikum und Produktion

nterschiedlich ausgeführt wird. Eine mögliche Wasseru zufuhr ist derzeit nirgends berücksichtigt, obwohl sie sich praktisch durchaus erreichen lässt. Darüber hinaus zeigten die Ergebnisse, dass bei Probenabmessungen oberhalb des cm-Bereichs mit Veränderungen im oberflächennahen Bereich zu rechnen ist, wenn während der Wärmebehandlung kein Feuchteüberschuss herrscht. Auch wenn sich diese Veränderungen bisher nur anhand der Druckfestigkeit und der Farbe nachweisen ließen, sind auch Auswirkungen auf andere Eigenschaften zu erwarten. Dies betrifft vor allem die Dauerhaftigkeit, da sie maßgeblich von der Qualität des oberflächennahen Bereichs abhängt.

Dank Die Autoren danken der Deutschen Forschungsgemeinschaft für die finanzielle Förderung des zugrunde liegenden Forschungsprojekts „Thermale Nachbehandlung von faserbewehrtem UHPC“ (Förderkennzeichen ME 1461/11-1). Weiterer Dank gilt Hr. Dr. Simon für die Unterstützung bei der Röntgendiffraktometrie.

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

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Autoren

Dipl.-Min. Christian Selleng Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Unter den Eichen 87 12200 Berlin christian.selleng@bam.de

Dir. u. Prof. Dr.rer.nat. Birgit Meng Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Unter den Eichen 87 12200 Berlin birgit.meng@bam.de

M.Sc. Katja Gröger Hauptstraße 35 15938 Drahnsdorf GT Krossen katja_groeger@t-online.de

Dr.-Ing. Patrick Fontana Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Unter den Eichen 87 12200 Berlin patrick.fontana@bam.de

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 21

FACHTHEMA ARTICLE

C. Selleng, B. Meng, K. Gröger, P. Fontana: Influencing factors for the effectivity of heat treatment of ultra-high performance concrete (UHPC)

DOI: 10.1002/best.201600052

FACHTHEMA

Jianxin Ma, Frank Dehn

Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands In diesem Beitrag werden die Erkenntnisse einer experimentellen Studie zum Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands (AAS-Beton) zusammengefasst und mit den für Portlandzement-Beton bekannten Schwind- bzw. Kriechmodellen verglichen. Für den untersuchten AAS-Beton wurde eine repräsentative Zusammen setzung ausgewählt, die bzgl. des Hüttensandeinflusses einen großen Anwendungsbereich abdeckt und somit grundsätzliche Aussagen und eine Übertragbarkeit bzgl. des Langzeitverformungsverhaltens auch für andere AAS-Betone zulässt.

Shrinkage and creep behavior of alkali-activated slag concrete Based on an experimental study, this paper summarizes constitutive findings for the shrinkage and creep behaviour of concrete based on alkali-activated slag in comparison to wellknown coherences for Portland cement concrete. For the investigated alkali-activated slag concrete (AAS concrete) a representative composition was chosen which covers a wide spectrum of application areas as well as enables basic statements and transferability to other AAS concretes.

1 1.1

dratationsprodukten hin zu dreidimensional vernetzten Ca-armen oder gar Ca-freien alumosilicatischen Polymeren und damit bspw. zu einem erhöhten Widerstand bei lösenden und treibenden Säure- bzw. Sulfatangriffen [1].

Alkalisch-aktivierte Bindemittel (AAB) Allgemeines und Definition

Unter alkalisch-aktivierten Bindemitteln (AAB) werden mineralische, anorganische, nichtmetallische Bindemittel verstanden, deren Ansteifen/Erstarren/Erhärten auf der Zugabe eines alkalischen – zumeist flüssigen – Aktivators zu einem Ausgangsstoff mit hohen Gehalten an reak tivem Silicium und Aluminium basiert [1]. Gemäß dieser Definition eignen sich Stoffe aus natürlichen Ressourcen bzw. industrielle Nebenprodukte für die alkalische Aktivierung, die sich in Abhängigkeit von ihren Herstellungsprozessen hinsichtlich des Phasenbestands, der Granulometrie und der chemischen Zusammensetzung zum Teil stark voneinander unterscheiden. Betone auf Basis alkalisch-aktivierter Bindemittel (AABBetone) können ggf. helfen, urbane Stoffkreisläufe im Sinne eines nachhaltigen und ressourcenschonenden Umgangs mit Rohstoffen durch die Verwertung von Sekundärrohstoffen zu vervollständigen. In aktuellen Stu dien, die sich äußerst kritisch mit der Erstellung von Ökobilanzen verschiedener AAB-Betone auf Basis von Flugaschen, Hüttensanden und Metakaolin unter Berücksichtigung unterschiedlichster Produktionsszenarien (Aktivatorherstellung und -gehalte, Calcinierungstemperaturen usw.) auseinandergesetzt haben, konnte für AAB-Betone aufgrund einer deutlichen CO2-Reduktion eine positive Umweltbilanz dargestellt werden [2]. Neben der Umweltbilanz liegt die Hauptmotivation zur Verwendung von AAB aus betontechnologischer Sicht in den erzielbaren Dauerhaftigkeitseigenschaften [3]. Der Prozess der alkalischen Aktivierung ermöglicht die Verwendung von Ausgangsstoffen mit einem geringen Ca/SiVerhältnis – bis hin zu Ca-freien Systemen – und führt somit zu einer Änderung der festigkeitsbildenden Reak tionsprodukte von zweidimensionalen, Ca-basierten Hy 22

Während die Dauerhaftigkeitseigenschaften von AABBeton vielfach Gegenstand wissenschaftlicher Untersuchungen waren, sind insbesondere Studien zum mechanischen Kurz- und Langzeitverhalten bislang nur eingeschränkt verfügbar. Dies trifft insbesondere auf das Langzeitverformungsverhalten zu. Dieser Beitrag fasst daher experimentelle Ergebnisse zum Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands zusammen. Der untersuchte Beton spiegelt dabei hinsichtlich des alkalisch-aktivierten Hüttensands eine repräsentative Zusammensetzung wider, w elche grundlegende Aussagen im Vergleich zu Normalbetonen erlaubt.

1.2

Alkalisch-aktivierter Hüttensand (AAS)

Das Hauptreaktionsprodukt eines AAB auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands (AAS, Alkali-Activated Slag) ist Calciumsilicathydrat (C-S-H) [4, 5], welches sich jedoch in der Zusammensetzung und Struktur deutlich von einem C-S-H eines Portlandzements unterscheidet. Zum einen liegt das Ca/Si-Verhältnis bei AAS üblicherweise zwischen 0,8 und 1,0 [4, 6], während es beim C-S-H eines Portlandzements ca. 1,5 beträgt. Zum anderen wird das Calcium im C-S-H eines AAS teilweise durch Alu minium (Al) ausgetauscht. Das Al/Si-Verhältnis liegt im Bereich von 0,06 bis 0,1 [4, 7]. Weiterhin kann Natrium (Na) in das C-S-H eingebaut werden. Nach [6] ist die Gelporosität (d < 10 nm) des C-S-H eines AAS mit einem Wert von 44 % höher als die Gelporosität eines C-S-H bei Verwendung von Portlandzement (zwischen 33 und 38 %).

Das Kriechen von Beton kann neben anderen Para metern auch auf das Kriechen der C-S-H-Phasen zurückgeführt werden. Das Kriechen von C-S-H ist bspw. vom Ca/Si-Verhältnis und dem Zwischenschichtwasser abhängig. In [8, 9] wird der Kriechmodul von synthetisiertem C-S-H mittels Mikroindentation ermittelt. Es wird gezeigt, dass C-S-H mit einem niedrigen Ca/Si-Verhältnis einen kleinen Kriechmodul aufweist, was auf eine stärkere Kriechneigung hindeutet. Unter Berücksichtigung dieser grundsätzlichen Beobachtung ist von einem stärkeren Kriechen für AAS-Betone auszugehen. Dagegen ist der Kristallisationsgrad von C-S-H in AAS höher als der von C-S-H bei Portlandzement [4]. Demzufolge kann das Kriechen niedriger sein als das eines amorpheren C-S-H. Das Kriechverhalten von AAS-Beton wurde in den vergangenen Jahren jedoch nur wenig untersucht. Der einzige dokumentierte Versuch [10] zeigt, dass das Kriechmaß eines AAS-Betons nach 112-tägiger Belastung um ca. 20 % größer ist als das eines Normalbetons auf PortlandzementBasis. Weiterhin unterscheidet sich die Mikrostruktur der Ma trix bei Verwendung von alkalisch-aktivierten Hüttensanden von jener eines hydratisierten Portlandzements. Die Reaktionsprodukte in AAS sind räumlich homogener verteilt als die Hydratationsprodukte in einem Portlandzementsystem. Die Porengröße in AAS variiert nur in einem engen Bereich. Das homogene Matrixgefüge und die enge Porengrößenverteilung wurden in [11, 12] nachgewiesen. Der Volumenanteil der Poren mit einem Durchmesser im Bereich zwischen 2 und 50 nm in AAS liegt bei 80 % [12] bis zu 95 % [11] der Gesamtporosität im Alter von 28 Tagen, während dieser in einem erhärteten Portlandzementleim zwischen 24 % [12] und 36 % [13] beträgt. Das deutet darauf hin, dass das Porensystem in AAS deutlich feiner ist als in einem erhärteten Leim/Beton aus Portlandzement mit vergleichbarem Wasser/BindemittelVerhältnis. Die feineren Poren in AAS werden als eine Ursache für das größere Schwinden von sowohl versiegelten als auch unversiegelten AAS-Mörtel-/Leim-Proben angesehen [11, 12], da die Kapillarzugspannung infolge der Bildung von Wasser-Luft-Menisken in feineren Poren größer ist als in gröberen Poren. Im Folgenden werden experimentelle Untersuchungen zum Schwinden und Kriechen von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands (AAS-Beton) zusammengefasst und versucht, die Ergebnisse anhand der für Portlandzement-Beton verfügbaren Schwind- und Kriechmodelle des fib Model Code 2010 [14] einzuordnen.

Ausgangsstoffe und Betonzusammensetzungen

Für den AAS-Beton wurde als Bindemittel ein alkalischaktivierter Hüttensand eingesetzt. Die chemische Zusammensetzung des Hüttensands ist in Tab. 1 im Vergleich zu einem als Referenz verwendeten Portlandzement (CEM I 32,5 R) dargestellt. Als Aktivator wurde eine Kombination aus Natriumhydroxid (NaOH) und Natri

Tab. 1

Chemische Zusammensetzung von Hüttensand (HÜS) und Portland zement (CEM I) Chemical composition of slag (s) and Portland cement (OPC)

Oxide Massenanteil (M.-%) HÜS CEM I 32,5 R

Oxide

Massenanteil (M.-%) HÜS CEM I 32,5 R

SiO2

19,4

Na2O

0,2

0,9

Al2O3 11,2

5,0

P2O5

0,02

–

Fe2O3 0,6

3,1

TiO2

0,8

–

CaO

40,3

62,8

MgO

6,8

3,2

Mn2O3

0,8

–

SO3

2,7

3,2

andere

0,6

1,3

K2O

0,7

1,0

–

Tab. 2

35,3

Betonzusammensetzungen (kg/m3) Concrete mix design (kg/m3)

Ausgangsstoff

Alkalisch-aktivierter Normalbeton Hüttensand (AAS-Beton) (OPC-Beton)

Hüttensandmehl

400

–

CEM I 32,5 R

–

347

Aktivator-Lösung

89,5

–

Gesamtwasser

180

Verzögerer (30 M.- %) 12,0

–

Sand 0–2 mm

686

709

Kies 2–8 mm

513

530

Kies 8–16 mm

514

532

w/b-Wert

0,45

0,52

umsilicat (Wasserglas) in wässriger Lösung verwendet. Das SiO2/Na2O-Molverhältnis des Gemischs betrug 0,91. Der gesamte Gehalt an Na2O aus den Aktivatoren lag bei einem Anteil von 4,2 M.-% des Hüttensands. Die Betonzusammensetzungen sind Tab. 2 zu entnehmen. Ohne die Zugabe eines Verzögerers wies der Beton auf Basis des alkalisch-aktivierten Hüttensands ein zu schnelles Ansteifen und Erstarren auf. In den Versuchen wurde ein ligninsulfonatbasierter Betonverflüssiger als Verzögerer eingesetzt. Durch die gewählte Dosierungsmenge konnte eine ausreichende Verarbeitbarkeitszeit des AAS-Betons gewährleistet werden. Zum Vergleich wurde auch ein Normalbeton unter Verwendung eines CEM I 32,5 R (OPC-Beton) in die Untersuchung mit einbezogen. In beiden Betonen wurden feine und grobe quarzitische Gesteinskörnungen, die den Anforderungen an Kornzusammensetzungen der Korngruppe 0/2, 2/8 und 8/16 mm in DIN EN 12620 entsprachen, eingesetzt. Die Festigkeitsentwicklung der beiden Betone, die an bei 20 °C gelagerten Zylindern ∅150 mm × 300 mm ermittelt wurde, ist in Bild 1 dargestellt.

3 Versuchsprogramm und Messmethoden 3.1 Versuchsprogramm Folgendes Verformungsverhalten von AAS-Beton wurde untersucht: Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 23

FACHTHEMA ARTICLE

J. Ma, F. Dehn: Shrinkage and creep behavior of alkali-activated slag concrete

J. Ma, F. Dehn: Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands

Bild 2 Bild 1

Draufsicht und Vorderansicht der Schwindrinne (Abmessung in mm) Top and front view of the shrinkage drain (dimensions in mm)

Festigkeitsentwicklungen des AAS- und OPC-Betons Compressive strength development of AAS- and OPC-concrete

– Autogenes Schwinden an versiegelten Probekörpern. – Wasserverlust und Schwinden in trockener Umgebung mit einer relativen Luftfeuchte von 65 %. Referenzversuche wurden an OPC-Beton durchgeführt. – Kriechen unter Druckbeanspruchung an versiegelten und unversiegelten Zylindern.

Das autogene Schwinden des OPC-Betons wurde an versiegelten Zylindern ∅150 × 300 mm3 ab einem Betonalter von zwei Tagen gemessen und wird in Abschn. 4.2.2 zur Berechnung der Summe aus Trocknungs- und Karbona tisierungsschwinden benötigt. Das innerhalb der ersten zwei Tage stattgefundene autogene Schwinden des OPCBetons wurde nicht erfasst.

3.2

3.3

Autogenes Schwinden

Innere relative Feuchte im AAS-Beton

Als autogenes Schwinden wird die äußere Volumenverminderung eines Betons bezeichnet, der bei einer kon stanten Temperatur vor Wasserverlust geschützt und unbelastet gelagert wird. Der Mechanismus des autogenen Schwindens beruht auf dem chemischen Schwinden bei der Reaktion des Bindemittels sowie auf der Selbstaustrocknung des Betons, die zu Kapillarzugspannungen und somit zur Verkürzung führt.

Die Messung der inneren relativen Feuchte im AAS-Beton erfolgte wöchentlich mittels eines digitalen Feuchtesensors. Die Probekörper wurden in Behältern mit dem Durchmesser von 90 mm versiegelt und bei 20 °C gelagert.

Das autogene Schwinden des in diesem Beitrag untersuchten AAS-Betons wurde an einem Probekörper mit den Abmessungen 1 000 × 60 × 40 mm3 ermittelt. Vor dem Einfüllen des frischen AAS-Betons in eine Schwind rinne (Bild 2) wurden eine Neopreneinlage und eine wasserdichte Folie eingelegt. Die Neopreneinlage diente dazu, die Reibung zwischen Rinnenwand und AAS-Beton zu verringern und verhinderte ein mögliches mechanisches Verklemmen des Probekörpers in der Rinne [15]. Nach dessen Verdichtung wurde der AAS-Frischbeton in die überlange wasserdichte Folie eingewickelt und sorgfältig abgedichtet. Dadurch sollte ein möglicher Wasserverlust während der Versuchsdurchführung verhindert werden. Die Messung des autogenen Schwindens begann ca. 30 Minuten nach dem Mischen des AAS-Betons. Gleichzeitig wurde die Temperatur im Inneren des AAS-Betons mittels eines einbetonierten Thermosensors erfasst. Die Abtastrate der Messungen betrug zwei Minuten in den ersten zehn Tagen und 30 Minuten ab dem elften Tag.

Die Messung des Gesamtschwindens in trockener Umgebung erfolgte an Zylindern der Abmessungen ∅75 mm × 300 mm und ∅150 mm × 300 mm. Der Masseverlust wurde an Begleitzylindern gleicher Geometrie ermittelt. Durch die Variation des Zylinderdurchmessers sollte der Einfluss der Probekörperabmessung auf das Schwindverhalten und den Wasserverlust bestimmt werden. Die dargestellten Ergebnisse von Gesamtschwinden und Wasserverlust sind die Mittelwerte von jeweils zwei Zylindern für jede Betonart und Versuchskörpergeometrie.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

3.4

Schwinden und Wasserverlust in trockener Umgebung

Nach dem Betonieren wurden die Zylinder bei ca. 20 °C in den Formen abgedeckt gelagert. Nach zweitägiger Lagerung wurden sie ausgeschalt. Die Schwindmessung erfolgte mittels digitaler Messuhren, die einander gegenüber auf den Zylindern angeordnet waren. Die Messungen starteten ca. 50 Minuten nach dem Ausschalen. Die relative Feuchte (RH) und die Temperatur während der Versuchsdurchführung wurden auf 65 ± 5 % und 20 ± 1 °C konstant gehalten.

3.5

Kriechen unter Druckspannung

Die Ermittlung des Kriechens des AAS-Betons erfolgte an Zylindern ∅150 mm × 300 mm, die unmittelbar nach dem Ausschalen vor Wasserverlust geschützt und weiter bei 20 °C gelagert wurden. Im Alter von 28 Tagen wurden die Prüfzylinder belastet. Die einwirkende Druckspannung betrug 35 % und 50 % der 28-Tage-Zylinderfestigkeit, welche an Begleitzylindern ermittelt wurde. Um den Einfluss der Trocknung auf das Kriechverhalten verifizieren zu können, wurden die Kriechversuche für jedes Belastungsniveau an versiegelten und unversiegelten Zylindern durchgeführt. Die relative Feuchte und die Temperatur der Umgebung wurden konstant auf 65 ± 5 % und 20 ± 1 °C gehalten. Für jedes Belastungsniveau und jede Expositionsbedingung wurde ein Zylinder untersucht. Das dargestellte Ergebnis ist der Mittelwert von zwei Messwerten an entsprechenden Zylindern. Die Gesamtverformung der versiegelten Kriechzylinder setzt sich aus dem Grundkriechen und dem autogenen Schwinden zusammen, welches ab dem Belastungsbeginn stattfindet. Das Grundkriechen lässt sich durch die Subtraktion des autogenen Schwindens von der Gesamtverformung berechnen. Die Gesamtverformung der unversiegelten Kriechzylinder besteht aus dem Grundkriechen, dem Trocknungskriechen und der Schwindverformung, die sich wiederum aus autogenen Schwinden, Trocknungsschwinden und Karbonatisierungsschwinden zusammensetzt.

4 Versuchsergebnisse 4.1 Autogenes Schwinden von AAS-Beton Der Verlauf des autogenen Schwindens des AAS-Betons ab dessen Herstellung ist in Bild 3 dargestellt. Dieser kann in drei Perioden (I bis III) eingeteilt werden. In Periode I wird nur wenig Hüttensand alkalisch-reaktiv umgesetzt. Die erfasste Längenverkürzung ist hauptsächlich die Folge der Abkühlung des Frischbetons auf die Raum-

Bild 3

Autogenes Schwinden von AAS-Beton in den ersten 72 Stunden Autogenous shrinkage of AAS concrete in the first 72 hours

temperatur. Nach der Abkühlung wird nur eine gering fügige Schwindverformung erfasst, was auf die langsame Reaktion des Hüttensands in dieser Periode zurückzuführen ist. Die Dauer der ersten Periode hängt von der Art und dem Gehalt der Aktivatoren sowie der Wirksamkeit des verwendeten Verzögerers ab. Periode II ist gekennzeichnet durch eine beschleunigte Reaktion des Hüttensands, welche an einer schnellen Temperaturerhöhung festgemacht werden kann. In dieser Periode zeichnet sich der AAS-Beton durch eine schnell zunehmende Verformung aus, die sich als Summe aus der thermischen Dehnung und dem autogenen Schwinden ergibt. Infolge des kleinen Probekörperquerschnitts hat sich die Betontemperatur nur um ca. 1,7 °C erhöht. Die thermische Dehnung wird daher im Folgenden bei der Berechnung des spannungserzeugenden autogenen Schwindens nicht berücksichtigt. Ab ca. 36 Stunden nach der Herstellung des AAS-Betons setzt die Periode III ein. Das autogene Schwinden nimmt viel langsamer zu als in Periode II. Wenn sich der AAS-Beton noch in plastischem Zustand befindet, ist das autogene Schwinden zu vernachlässigen, da eine externe Behinderung des autogenen Schwindens nicht zu einem Spannungsaufbau führt. Ab einem bestimmten Zeitpunkt ist die Betonsteifigkeit jedoch so groß, dass die Behinderung des autogenen Schwindens eine Zugspannung in der Größenordnung der Zugfestigkeit des AAS-Betons erzeugen kann. Ab diesem Zeitpunkt muss das autogene Schwinden bei der Abschätzung der Rissneigung berücksichtigt werden. Dieser Zeitpunkt wird als Nullzeit (time-zero) für das spannungserzeugende autogene Schwinden bezeichnet. Die Nullzeit ist somit jenem Zeitpunkt gleichzusetzen, bei dem der Übergang vom plastischen in den festen Zustand des Betons erfolgt. Leider gibt es keine vereinheitlichte Methode zur Bestimmung der Nullzeit. In [16] wird der Erstarrungsbeginn als Nullzeit vorgeschlagen, während in ASTM C1698-09 [17] das Erstarrungsende als Nullzeit definiert wird. Nach [18, 19] wird der Zeitpunkt, an dem die maximale Verformungsrate erreicht wird, als die Nullzeit angesehen. Nach den Ergebnissen in [20, 21] stimmt dieser Zeitpunkt mit dem Erstarrungsende gut überein, während die Ergebnisse in [19] zeigen, dass der Zeitpunkt der maximalen Verformungsrate etwas später als das Erstarrungsende eintritt. Im Rahmen der hier vorgestellten Betrachtung wurde der Zeitpunkt der maximalen Verformungsrate als die Nullzeit festgelegt. Sie entspricht dem Betonalter von 26 Stunden (Bild 4). Wird die gemessene Verformung zum Zeitpunkt der maximalen Verformungsrate auf null gesetzt (Bild 4), weist das spannungserzeugende autogene Schwinden einen in Bild 5 gezeigten Verlauf auf. In Bild 5 werden das autogene Schwinden eines hochfesten Betons (HPC) sowie die Modelle der JSCE und des fib Model Code 2010 im Vergleich zum AAS-Beton dargestellt. Es ist zu erkennen, dass: Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 25

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J. Ma, F. Dehn: Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands Tab. 3

Entwicklung innerer relativer Feuchte im AAS-Beton Evolution of internal relative humidity in the AAS-concrete

Concrete age (days)

135

AAS-Beton 98,1 % 97,8 % 97,1 % 96,6 % 95,7 % 89,8 % (w/b = 0.45) OPC-Beton 96,8 % 96,2 % 95,1 % 94,9 % 94,3 % 91,0 % (w/c = 0.40)

Bild 4

Bestimmung der Nullzeit für das spannungserzeugende autogene Schwinden Determination of the time-zero for the stress-inducing autogenous shrinkage

0,49–0,51). Im Fall von Betonen auf PortlandzementBasis ist das autogene Schwinden bei einem w/z = 0,45 vernachlässigbar. – das autogene Schwinden von AAS-Beton sehr langsam nachlässt. Die Näherungskurve in Bild 5 zeigt, dass der Endwert im Alter von ca. 300 Tagen erreicht wird. In einem hochfesten Beton (HPC, Bild 5) unter Verwendung von Portlandzement entwickelt sich der Großteil des autogenen Schwindens in den ersten zwei bis drei Wochen. – der Endwert des autogenen Schwindens von AAS-Beton deutlich größer ist als der des im Vergleich betrachteten hochfesten Betons aus Portlandzement. Das Phänomen, dass ein AAS-Beton bei einem relativ hohen w/b > 0,40 ein vergleichsweise großes autogenes Schwinden aufweist, ist noch nicht vollständig geklärt. In [11, 22] wird dies auf das feinere Porensystem in AASBeton zurückgeführt, infolgedessen es bei der Selbstaustrocknung zu größeren Spannung kommt. Es ist jedoch in [11, 22] nicht experimentell bewiesen, dass eine Selbstaustrocknung in AAS-Betonen bei w/b-Werten = 0,48–0,51 auftritt. Eigene Versuchsergebnisse bezüglich der Selbstaustrocknung in AAS-Beton und in Normalbeton aus Portland zement mit w/z = 0,40 sind Tab. 3 zu entnehmen. Eine Selbstaustrocknung im AAS-Beton tritt erst im Betonalter größer als 28 Tage auf. Infolge des kleinen E-Moduls der AAS-Matrix [1] kann die von der Selbstaustrocknung hervorgerufene Kapillarzugspannung zu einem größeren autogenen Schwinden der AAS-Matrix im Vergleich zu einem portlandzementbasierten System führen.

Bild 5

Autogenes Schwinden von AAS-Beton im Vergleich zu einem hoch festen Beton (HPC) [23] sowie anhand der Vorhersagemodelle in [24] (oben) und [14] (unten) Autogenous shrinkage of AAS concrete in comparison to HPC in [23] and according to prediction models in [24] (above) and [14] (below)

– das autogene Schwinden von AAS-Beton bei einem relativ hohen w/b-Wert (Wasser-Hüttensand-Wert) von 0,45 deutlich ausgeprägt ist. Das deckt sich mit den Ergebnissen in [11] (w/b = 0,48) und [22] (w/b = 26

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Für Portlandzement-Betone werden verschiedene Modelle zur Vorhersage des autogenen Schwindens vorgeschlagen, z. B. das Modell des fib Model Code 2010 [14] oder nach JSCE [24]. In Bild 5 ist zu erkennen, dass die für Portlandzement-Betone entwickelten Modelle das autogene Schwindverhalten von AAS-Beton nur ungenügend abbilden.

4.2

Wasserverlust und Schwinden von AAS-Beton in trockener Umgebung

Unter atmosphärischen Bedingungen gibt der AAS-Beton Wasser an die Umgebung ab, was zum Trocknungsschwinden führt. Gleichzeitig karbonatisiert der AAS-Be-

ton infolge der Reaktion der Aktivatoren mit dem CO2 aus der Luft sowie der Decalcifizierung von C-S-H [25, 26]. Nach [26] ist AAS-Beton anfälliger gegenüber einer Karbonatisierung als ein Beton auf Portlandzement-Basis. In [27] wird eine größere Karbonatisierungstiefe bei gleicher Versuchsdauer für AAS-Beton als Normalbeton beobachtet. In [28] wird ein signifikantes und irreversibles Schwinden aufgrund der Decalcifizierung von synthetisiertem C-S-H bestimmt. Weiterhin nimmt die Schwindverformung infolge der Decalcifizierung mit Abnahme des Ca/Si-Verhältnisses in C-S-H zu. Aus diesem Grund ist das Karbonatisierungsschwinden bei AAS-Betonen zu berücksichtigen.

4.2.1 Wasserverlust Bild 6 zeigt den Wasserverlust des AAS-Betons und OPCBetons an Zylindern mit einem Durchmesser von 75 mm und 150 mm. Der Beton unter Verwendung des alkalischaktivierten Hüttensands gibt in gleicher Zeit deutlich weniger Wasser in die Umgebung ab als der Beton auf Portlandzement-Basis. Das wurde auch in [12] beobachtet. Der Wasserverlust W im Betonalter t kann mit Gl. (1) beschrieben werden. ∆W(t) = ∆Wmax[1 – e

–k(t –ts )m

]

Wasserverlust von AAS- und OPC-Beton Water losses of AAS- and OPC-concrete

Tab. 4

Parameter zur Beschreibung des zeitlichen Verlaufs des Wasser verlusts Parameters for the description of the time course of water loss

Betonart

Zylinderdurchmesser

∆Wmax

OPC-Beton

75 mm

–44,7

0,480

0,477

OPC-Beton

150 mm

–41,3

0,338

0,387

AAS-Beton

75 mm

–30,4

0,278

0,424

AAS-Beton

150 mm

–21,3

0,259

0,416

(1)

mit: t Betonalter, Einheit in [Tage]; ∆W(t) Wasserverlust im Betonalter t, Einheit in [kg/m3]; das Maximum des Wasserverlusts, Einheit in ∆Wmax [kg/m3]. Es ist von dem Gradienten der relativen Feuchte zwischen der Umgebung und dem Probekörper abhängig und ist erst nach einer sehr großen (unendlichen) Trocknungsdauer zu erreichen; ts Betonalter am Trocknungsanfang, Einheit in [Tage]; k, m Parameter zur Beschreibung des zeitlichen Verlaufs des Wasserverlusts. Sie sind vom Querschnitt des Probekörpers, dem Gradienten der relativen Feuchte zwischen der Umgebung und dem Probekörper sowie der Permeabilität des Betons abhängig. Die Parameter k und m in Gl. (1) werden für die verschiedenen Betone und Probekörpergeometrien in Tab. 4 zusammengestellt. Im Falle des Betons auf PortlandzementBasis (OPC-Beton) sind die maximalen Wasserverluste ∆Wmax für die Zylinder mit dem Durchmesser von 75 mm und 150 mm vergleichbar (–44,7 kg/m3 vs. –41,3 kg/m3), während die Parameter k und m, die den zeitlichen Verlauf des Wasserverlusts bestimmen, für die beiden Zylindergrößen deutlich voneinander abweichen. Im Gegensatz zum OPC-Beton ist der maximale Wasserverlust des AAS-Betons stark von der Abmessung der Probekörper abhängig (–30,4 kg/m3 vs. 21,3 kg/m3), während die zeitlichen Verläufe des Wasserverlusts nur bedingt von den

Bild 6

Zylinderdurchmessern beeinflusst sind. Die Parameter k und m für die beiden Zylinderdurchmesser sind beim AAS-Beton nahezu identisch.

4.2.2 Schwinden von AAS-Beton und OPC-Beton sowie Vergleich mit dem Modell in fib Model Code 2010 Die Gesamtschwindverformungen der beiden Betone, die ab dem Betonalter von zwei Tagen der relativen Feuchte von 65 % ausgesetzt wurden, werden in Bild 7 dargestellt. Es ist zu erkennen, dass die Gesamtschwindverformung des AAS-Betons deutlich größer als die des OPC-Betons ist. Das stimmt mit den Ergebnissen in [11, 12, 22] überein. Die Gesamtschwindverformung in Bild 7 setzt sich aus dem autogenen Schwinden (εas), dem Trocknungsschwinden (εds) und dem Karbonatisierungsschwinden (εcars) zusammen. Wird das autogene Schwinden (εas) von der Gesamtschwindverformung subtrahiert, so unterscheiden sich die Verläufe der Summe (εds + εcars) der beiden Betone deutlich voneinander (Bild 8). In den ersten drei bis vier Wochen nach Expositionsbeginn entwickelt sich (εds + εcars) beim AAS-Beton erheblich schneller. Ab der sechsten Woche verändert sich diese Verformungssumme beim AAS-Beton kaum mehr, während diese im Fall des OPC-Betons noch weiter zunimmt. Nach ca. 100-tägiger Exposition ist die Summe (εds + εcars) der beiden Betone nahezu vergleichbar. Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 27

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J. Ma, F. Dehn: Shrinkage and creep behavior of alkali-activated slag concrete

J. Ma, F. Dehn: Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands

Bild 7

Gesamtschwinden von AAS- (oben) und OPC-Beton Total shrinkage of AAS- (above) and OPC-concrete (below)

Bild 8

Bei Betonen auf Basis von Portlandzement ist das Karbonatisierungsschwinden im Vergleich zum Trocknungsschwinden von untergeordneter Bedeutung. Im Modell des fib Model Code 2010 setzt sich das Gesamtschwinden aus autogenem Schwinden und Trocknungsschwinden zusammen. Die Differenz nach der Subtraktion des autogenen Schwindens von der Gesamtschwindverformung wird daher ausschließlich als Trocknungsschwinden angesehen. Für AAS-Beton kann noch nicht abschließend geklärt werden, ob das Karbonatisierungsschwinden oder das Trocknungsschwinden für die schnelle Entwicklung von (εds + εcars) in den ersten Wochen nach Expositionsbeginn ursächlich ist. Weiterhin ist nicht abschließend verifiziert, ob das Trocknungsschwinden von AAS-Beton größer als das von OPC-Beton ist. Obwohl der AAS-Beton weniger Wasser an die Umgebung abgibt (Bild 6), weist er in den ersten Wochen nach Expositionsbeginn eine größer Summe (εds + εcars) als der OPC-Beton auf (Bild 8). Das könnte mit einem mög licherweise schnell entwickelnden Karbonatisierungsschwinden zusammenhängen. Des Weiteren wird bei der Karbonatisierung von AAS unter atmosphärischer CO2-Konzentration vorzugsweise Na2CO3 · 10 H2O (Natriumcarbonat-Decahydrat) gebildet [26]. Das in 28

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Summe aus Trocknungs- und Karbonatisierungsschwinden von AASund OPC-Beton in Abhängigkeit von der Probekörpergröße Sum of the drying and carbonation shrinkage of AAS- and OPC-concrete in dependence on specimen dimension

Na2CO3 · 10 H2O chemisch gebundene Wasser kann bei einer Versuchstemperatur von 20 °C nicht verdunsten. Das könnte eine der Ursachen für den geringen Wasserverlust des AAS-Betons sein. In Bild 8 ist zu erkennen, dass das Modell in fib Model Code 2010 zur Beschreibung des Schwindverhaltens von AAS-Beton in trockener Umgebung nicht herangezogen werden kann. Das Modell unterschätzt die Schwindverformungsentwicklung eines AAS-Betons in den ersten acht Wochen nach dem Expositionsbeginn.

4.3

Kriechen von AAS-Beton

Die elastischen Verformungen bei der Belastung, die Schwindverformung während der Versuchsdurchführung sowie die Kriechkennwerte sind in Tab. 5 zusammengestellt. Nach dem Kriechversuch wurden Festigkeiten an den belasteten Kriechzylindern und den unbelasteten Schwindzylindern ermittelt. Die höheren Festigkeiten der belasteten Kriechzylinder deuten darauf hin, dass das Betongefüge durch die dauerhafte Belastung nicht ge schädigt wurde.

Tab. 5

Kriechen des AAS-Betons nach 180-tägiger Belastung Creep of AAS concrete after 180 days loading

Belastungsniveau

0,35fc

0,50fc

versiegelt Spannung (N/mm²)

0,35fc

0,50fc

unversiegelt

14,7

20,8

14,7

20,8

el. Verformung (µm/m)

5621)

7062)

5621)

7062)

Schwinden (µm/m)

–274

–427

Schwinden+Kriechen (µm/m)

–274

–886

–1175

–427

–1539

–1846

Kriechen (µm/m)

–

–612

–901

–

–1112

–1419

Kriechzahl (–)

–

1,09

1,28

–

1,98

2,01

fc nach dauerhafter Belastung (N/mm2)

53,8

58,6

54,5

48,6

50,1

56,5

1) 2)

Mittelwert der elastischen Dehnung bei der Belastung von 0,35fc Mittelwert der elastischen Dehnung bei der Belastung von 0,50fc

Die Verläufe der Kriechzahlen des versiegelten und unversiegelten AAS-Betons sind in Bild 9 dargestellt. Es ist zu erkennen, dass das Kriechmodell im fib Model Code 2010 die Kriechverformungen des AAS-Betons unterschätzt.

5 Zusammenfassung In diesem Beitrag werden erste Ergebnisse zum Schwindund Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalischaktivierten Hüttensands zusammengefasst. Die Ergebnisse zeigen, dass: – das autogene Schwinden von AAS-Beton bei einem relativ hohen w/b-Wert von 0,45 deutlich ausgeprägt ist. Im Vergleich zu hochfesten Betonen auf Portlandzement-Basis schwächt sich das autogene Schwinden von AAS-Beton viel langsamer mit der Zeit ab. – die Selbstaustrocknung in AAS-Beton mit w/b = 0,45 auch bei einem Betonalter größer als 28 Tage noch stattfindet. Im Betonalter von 135 Tagen ist die innere relative Feuchte in einem versiegelten AAS-Beton etwas niedriger als in Portlandzement-Beton mit w/z = 0,40. – das Gesamtschwinden des AAS-Betons in trockener Umgebung deutlich größer ist als das von Beton unter Verwendung von Portlandzement. Die Summen aus Trocknungs- und Karbonatisierungsschwinden von AAS- und OPC-Beton sind nach ca. 100-tägiger Exposition vergleichbar. Das Karbonatisierungsschwinden von AAS-Beton ist offensichtlich nicht vernachlässigbar und trägt zur Gesamtverformung bei. – Unter gleichen Umgebungsbedingungen gibt der AASBeton offensichtlich weniger Wasser als Portland zement-Beton ab. Der Mechanismus dafür muss noch eingehend untersucht werden. – Nach aktuellem Stand können gängige, für normalund hochfeste Betone entwickelte Schwind- und Kriechmodelle nicht auf AAS-Betone angewendet werden.

Bild 9

Kriechzahl des versiegelten (oben) und unversiegelten (unten) AASBetons Creep coefficient of sealed (above) and unsealed (below) AAS-concrete

Im Hinblick auf eine Verallgemeinerung der oben ge troffenen Aussagen sowie hinsichtlich der Entwicklung von Schwind- und Kriechmodellen, welche alkalisch-aktivierte Bindemittel berücksichtigen, sind weitere Unter suchungen erforderlich.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 29

FACHTHEMA ARTICLE

J. Ma, F. Dehn: Shrinkage and creep behavior of alkali-activated slag concrete

J. Ma, F. Dehn: Schwind- und Kriechverhalten von Beton auf Basis eines alkalisch-aktivierten Hüttensands

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

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Dr.-Ing. Jianxin Ma Universität Leipzig Institut für Mineralogie, Kristallographie und Materialwissenschaft Fakultät für Chemie und Mineralogie Scharnhorststraße 20 04275 Leipzig

Prof. Dr.-Ing. Frank Dehn Universität Leipzig Institut für Mineralogie, Kristallographie und Materialwissenschaft Fakultät für Chemie und Mineralogie Scharnhorststraße 20 04275 Leipzig

FACHTHEMA

Christoph von der Haar, Steffen Marx

Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungs beanspruchten Beton In diesem Beitrag wird das Dehnungsverhalten von ermüdungsbeanspruchtem Beton auf Grundlage eines additiven Dehnungsmodells betrachtet. In dem Modell setzen sich die Dehnungen des Betons aus elastischen, viskosen, thermischen und schädigungsinduzierten Dehnungen zusammen. Die einzelnen Dehnungsanteile entwickeln sich individuell in Abhängigkeit von der Zahl der Lastwechsel, der Versuchsdauer und den zyklischen Beanspruchungsparametern. Kernstück des Beitrags ist die Bestimmung eines kriechaffinen Beanspruchungsniveaus, um den viskosen Verformungsanteil in Abhängigkeit von der Ermüdungsbeanspruchung abzuschätzen. Die gemessenen Dehnungen ermüdungsbeanspruchter Betonproben werden entsprechend der additiven Modellvorstellung zerlegt und analysiert. Durch dieses Vorgehen bieten sich neue Erkenntnisse zum Dehnungs- und Materialverhalten von Beton bei Ermüdungsbeanspruchung.

An additive strain model for fatigue-loaded concrete In this contribution, the deformation behaviour of concrete is considered according to an additive strain model. The model assumes that under cyclic loads elastic, viscous, thermal and damage-induced strains occur in concrete. The strain components develop independently of each other as a function of the number of load cycles, the test duration and stress level. This thesis focuses on the determination of a creep-relevant stress level to estimate the viscous deformation component. The creep-relevant stress level is the stress level which causes the same viscous deformations under constant loads as under cyclic loads for the same test duration. Experimentally measured fatigue strains of concrete specimens are separated into the strain components assumed by the additive strain model. The components are evaluated and analysed individually. The investigations show new findings of the strain and material behaviour of fatigue-loaded concrete.

1 Allgemeines

– Die Ermüdungsbruchdehnung liegt auf dem abfallenden Ast der Envelope-Kurve [9, 10] – Die Ermüdungsbruchdehnung übertrifft den abfallenden Ast der Envelope-Kurve [11, 12]

In der Vergangenheit fanden umfangreiche Untersuchungen zu den Bruchlastwechselzahlen ermüdungsbeanspruchter Betonproben statt [1, 2]. Die Ergebnisse wurden in Form von Wöhlerlinien zusammengefasst und seitens der Normung zur Bemessung ermüdungsbean spruchter Betonbauwerke zur Verfügung gestellt. Die Bruchlastwechselzahlen sind zwar starken Streuungen unterworfen, aber gleichzeitig zeigen Ermüdungsuntersuchungen an Stahlbetonbauteilen, dass das Ermüdungsversagen des Betons in der Regel nicht vor dem Ermüdungsversagen des Betonstahls auftritt [3, 4]. Im Beton finden Mechanismen bzw. Prozesse statt, die seitens der Wöhlerlinien nicht abgebildet werden, aber die Lebensdauer des Betons auf Bauteilebene günstig beeinflussen. Als Hauptursachen werden das Verformungsverhalten und die Steifigkeitsdegradation des ermüdungsbeanspruchten Betons gesehen [5]. In Bezug auf das Verformungsverhalten spielt die Ermüdungsbruchdehnung eine maßgebende Rolle. In diesem Zusammenhang wurde versucht, die Ermüdungsbruchdehnung mit dem Verformungsverhalten unter monoton steigender Beanspruchung ins Verhältnis zu setzen. In der Literatur sind hierzu drei Hypothesen zu finden, die wie folgt benannt werden können: – Die Ermüdungsbruchdehnung ist kleiner oder unwesentlich größer als die Bruchdehnung unter monoton steigender, kraftgeregelter Druckbeanspruchung [6–8]

Dabei ist jedoch zu beachten, dass die Bruchdehnung unter monoton steigender Beanspruchung als auch die Envelope-Kurve von der Belastungsgeschwindigkeit im Druckversuch abhängen [13]. Bei den Dehnungen im Ermüdungsversuch wird in der Regel vereinfachend angenommen, dass sie sich aus elastischen und plastischen Dehnungsanteilen zusammen setzen. Dabei werden die plastischen Dehnungen als Folge einer mit der Lastwechselzahl zunehmenden Materialzerrüttung und Rissbildung gesehen. In [14–16] kann jedoch gezeigt werden, dass die Ermüdungsbruchdehnungen auch von zeitabhängigen, viskosen Verformungen beeinflusst werden. So weisen Versuche mit größeren Versuchsdauern auch größere Ermüdungsbruchdehnungen auf als Versuche mit geringen Versuchsdauern, bei gleichem Ober- und Unterspannungsniveau (So; Su), aber unterschiedlichen Belastungsfrequenzen fp. Gleichzeitig treten während eines Ermüdungsversuchs infolge der zyklischen Beanspruchung Probekörpererwärmungen auf [17, 18]. Diese rufen Temperaturdehnungen hervor, die sich mit den Verformungen aus der Druckschwell beanspruchung überlagern. Um die Dehnungen im Ermüdungsversuch beschreiben zu können, ist somit eine Modellvorstellung zu entwi-

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DOI: 10.1002/best.201600048

C. v. d. Haar, S. Marx: Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton

ckeln, die die verschiedenen Dehnungsanteile separat betrachtet. Erst auf dieser Basis können fundierte Aus sagen zu den Ermüdungsbruchdehnungen und möglichen Versagenskriterien getroffen werden.

Das additive Dehnungsmodell

Es wird von der Hypothese ausgegangen, dass aus der Ermüdungsbeanspruchung vier Dehnungsanteile resultieren. Es handelt sich um einen elastischen Dehnungsanteil εel, einen lastwechselabhängigen, schädigungsinduzierten Dehnungsanteil εd, einen zeitabhängigen, viskosen Dehnungsanteil εcr und einen Temperaturdehnungsanteil εt. Die einzelnen Dehnungsanteile entwickeln sich individuell in Abhängigkeit von den Betoneigenschaften, den Lastwechseln, der Versuchsdauer und den Beanspruchungsparametern der Ermüdungsbeanspruchung. Sie ergeben zusammen die Gesamtdehnung der Betonprobe im Ermüdungsversuch entsprechend Gl. (1). Die additive Verknüpfung bietet den Vorteil, dass die Dehnungskomponenten einzeln abgebildet und analysiert werden können. Das Bild 1 veranschaulicht dieses additive Dehnungsmodell anhand einer rheologischen Modellvorstellung.

ε = ε el + ε d + ε cr + ε t

(1)

σ(t) σo

So = σo / fc Oberspannungsniveau

σu

Su = σu / fc Unterspannungsniveau t

σ(t)

Elastischer Dehnungsanteil εel

ηd

Schädigungsinduzierter Dehnungsanteil εd

ηf Viskoser Dehnungsanteil εcr Ev

ηv

αT; ΔT

Thermischer Dehnungsanteil εt

σ(t) Bild 1

Visualisierung des additiven Dehnungsmodells Visualization of the additive strain model

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Der elastische Anteil beschreibt die Dehnungsdifferenz zwischen dem Oberspannungsniveau So und dem Entlastungsniveau (S = 0) der Ermüdungsbeanspruchung. In der rheologischen Modellvorstellung werden die elastischen Verformungen über ein Federelement abgebildet. Die Steifigkeit des Federelements degradiert in Abhängigkeit von der Lastwechselzahl. Es bildet die Entwicklung der Sekantensteifigkeit Es des Probekörpers im Ermüdungsversuch ab [19, 20]. Die gekrümmte Form der Be- und Entlastungspfade im Spannungsdehnungsdiagramm wird bei dieser Modellierungsvariante vernachlässigt. Die zyklische Beanspruchung erzeugt im Probekörper Reibung, die zu einer Erwärmung führt [21, 22]. Die mittlere Temperaturänderung des Probekörpers DT multipliziert mit dem Wärmeausdehnungskoeffizienten aT des Betons ergibt die Temperaturdehnung des Probekörpers. Bei den Temperaturdehnungen handelt es sich um eine Ausdehnung des Probekörpers, während es sich bei den Dehnungen aus der Druckschwellbeanspruchung um Probekörperstauchungen handelt. Die schädigungsinduzierten Verformungen resultieren aus der Zyklik des Beanspruchungsverlaufs als Folge der Beanspruchungsänderung je Lastwechsel. Sie sind das Ergebnis einer zunehmenden Materialzerrüttung und Rissbildung. Der schädigungsinduzierte Verformungs anteil wird in der hier verfolgten rheologischen Modelldarstellung über ein Element des Typs Black Box symbolisiert, bei dem die Verformungen mit zunehmender Lastwechselzahl anwachsen. Die viskosen Verformungen setzen sich aus visko-plastischen und visko-elastischen Verformungen zusammen und resultieren aus der „andauernden“ Wirkung der zy klischen Beanspruchung. Sie werden durch die verzögert elastischen Eigenschaften des Zementsteins und Partikel umlagerungen und Strukturveränderungen im Zementstein hervorgerufen. Die viskosen Verformungen werden in Anlehnung an ein Burgers-Modell über einen KelvinKörper und einen Dämpfer abgebildet. Der Kelvin-Körper dient der Abbildung der visko-elastischen Verformungen und der Dämpfer der Abbildung der visko-plastischen Verformungen. Die schädigungsinduzierten und die viskosen Dehnungsanteile εcr und εd stellen sich im Ermüdungsversuch als plastische Verformungszunahme dar. Eine Differenzierung zwischen diesen Anteilen ist mess- bzw. versuchstechnisch nicht möglich. Die Trennung dieser Anteile ist nur modellmäßig zu bewerkstelligen. Sollte es gelingen, einen dieser Dehnungsanteile zu beschreiben, können damit, neben dem elastischen und thermischen Dehnungsanteil, drei der vier Dehnungsanteile des additiven Dehnungsmodells abgebildet werden. Auf Grundlage von Versuchsdaten kann dann auch der verbleibende Dehnungsanteil bestimmt werden. Das Bild 2 stellt hierzu die Dehnungsanteile eines ermüdungsbeanspruchten Probekörpers über die Lastwechselzahl qualitativ dar.

Bild 2

Qualitative Entwicklung der Dehnungsanteile in Abhängigkeit von der Lastwechselzahl Qualitative development of strain components depending on the load cycles to failure

Um den viskosen Dehnungsanteil εcr modellmäßig zu beschreiben wird angenommen, dass aus dem zyklischen Beanspruchungsverlauf viskose Dehnungen resultieren, die aus dem Kriechverhalten des Betons unter dauerhaften Druckbeanspruchungen superponiert werden können. Bei dem viskosen Dehnungsanteil handelt es sich damit um einen zeitabhängigen Dehnungsanteil, der den Annahmen und Modellvorstellungen zum Betonkriechen unter einer dauerhaften Druckbeanspruchung entspricht. Er enthält damit visko-elastische und visko-plastische Dehnungsanteile. Um die viskosen Dehnungen zu beschreiben, wird das „kriechaffine“ Spannungsniveau eingeführt. Als kriechaffines Beanspruchungsniveau wird dasjenige Spannungsniveau bezeichnet, welches unter einer konstanten Druckbeanspruchung die gleichen viskosen Verformungen hervorruft wie unter der Ermüdungsbeanspruchung bei gleicher Beanspruchungsdauer. Zur Erläuterung soll zunächst gedanklich von einem Ermüdungsversuch mit einer infinitesimal kleinen Spannungsschwingbreite ausgegangen werden. In diesem Fall gleicht der Beanspruchungsverlauf des Ermüdungsversuchs dem des Kriechversuchs. Damit entspricht das Mittelspannungsniveau dem kriechaffinen Spannungsniveau. Bei Spannungsamplituden ungleich null wird erwartet, dass das kriechaffine Spannungsniveau gegenüber dem Mittelspannungsniveau zunimmt. Diese Vermutung stützt sich auf Versuchsergebnisse von [15, 16, 23]. Diese veranschlagen das kriechaffine Spannungsniveau zwischen dem Mittelspannungsniveau und dem Oberspannungsniveau, konnten dieses jedoch nicht genauer quantifizieren.

3 3.1

Bestimmung des kriechaffinen Beanspruchungsniveaus Grundlagen und Vorgehen

Zur Bestimmung des kriechaffinen Beanspruchungs niveaus werden die Kriecheigenschaften des Betons analog zum Model Code 2010 [24] angenommen. Bis zu einem Beanspruchungsniveau von 40 % der Betondruckfestigkeit fc wird von linearem Kriechen ausgegangen, bei

Bild 3

Modelle zur Bestimmung des kriechaffinen Beanspruchungsniveaus Models for the determination of the creep relevant load level

darüber hinausgehenden Beanspruchungsniveaus wird eine überproportionale Verformungszunahme entsprechend den Gln. (2) und (3) unterstellt.

ε(t,t0 ) = σ cr ⋅ ϕ(t,t0 ) ⋅ kσ

(2)

σ  1,5 ⋅  cr – 0,4 fc   e

(3)

kσ =

für σ cr > 0,4 ⋅ fc

Die Kriechverformungen setzen sich aus visko-elastischen und visko-plastischen Dehnungen zusammen und werden über die Kriechzahl j quantifiziert. Die prozen tuale Verteilung dieser Anteile an den Gesamtkriechverformungen verschiebt sich mit zunehmendem Betonalter sowie mit zunehmender Beanspruchungsdauer und Beanspruchungshöhe. Da diese Verteilung u. U. einen Einfluss auf das viskose Verformungsverhalten unter einer zyklischen Beanspruchung hat, werden die viskosen Verformungen einerseits als vollständig reversibel und andererseits als vollständig irreversibel aufgefasst. In diesem Sinne werden zwei Modelle betrachtet, um das kriechaffine Beanspruchungsniveau zu bestimmen. Das eine besteht aus einem Kelvin-Körper mit zeitinvarianten Parametern, um die viskosen Verformungen als verzögert elastischen Verformungsprozess abzubilden. Das andere Modell fasst die viskosen Verformungen als plastische Verformungszunahme entsprechend der Theorie des Alterns (Dischinger-Ansatz) auf und besteht aus einem einzelnen zeitvarianten Dämpferelement. Diese Modellansätze beschreiben im Grundsatz sehr einfache Kriechansätze, sie stellen aber zugleich auch die obere und untere Grenze möglicher Kriechansätze dar. Die rheologischen Modelle sind in Bild 3 dargestellt. Zur Bestimmung des kriechaffinen Beanspruchungsniveaus wurden im ersten Schritt die mathematischen Gesetzmäßigkeiten der Modelle für eine dauerhafte Druckbeanspruchung, aber auch für einen zyklischen Beanspruchungsverlauf entwickelt. Hierzu wurde der Beanspruchungsverlauf in n Zeitschritte der Größe ∆τ unterteilt. Die Verformungen des Betons ergaben sich aus der Superposition der in den einzelnen Zeitschritten auftretenden Verformungen [25]. Diese Superpositionsmethode war anzuwenden, da ein nichtlinearer Zusammenhang Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 33

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C. v. d. Haar, S. Marx: An additive strain model for fatigue-loaded concrete

zwischen Spannung und Dehnung, vgl. Gln. (2) und (3), angenommen wurde. Anschließend wurde das Verformungsverhalten der Modelle aus Bild 3 unter einer dauerhaften, konstanten Druckbeanspruchung an vorgegebene Kriechkurven gemäß den Gln. (2) und (3) adaptiert. Hierzu wurden die Feder- und Dämpfereigenschaften der Modelle für unterschiedliche Beanspruchungsniveaus per Best-Fit-Analyse angepasst. Bei dem reversiblen Modell konnten bis zu einem Druckspannungsniveau von 40 % der Betondruckfestigkeit konstante Federsteifigkeiten und Dämpferviskositäten angesetzt werden. Im anschließenden Beanspruchungsbereich nahmen diese in Abhängigkeit von der Spannung ab. Steifigkeit und Dämpfung waren somit spannungsabhängig formuliert. Die Dämpfersteifigkeit des irreversiblen Modells musste zudem zeitabhängig formuliert werden, um die abnehmende Kriechgeschwindigkeit mit zunehmender Beanspruchungsdauer abzubilden. Auf dieser Grundlage konnten die vorgegebenen Kriechkurven unter einer dauerhaften, konstanten Druckbeanspruchung mit beiden Modellen nachgerechnet werden. Dieses Vorgehen ist prinzipiell auch auf andere Kriechkurven (z. B. aus Versuchen), die nicht dem Formalismus des Model Code 2010 entsprechen, übertragbar.

3.2

Untersuchungen zum Einfluss unterschiedlicher Kriechtheorien

Zyklische, sinusförmige Beanspruchungsverläufe wurden auf die adaptierten Modelle aufgebracht und die zugehörigen viskosen Verformungsverläufe wurden berechnet. Unterschiedliche Mittelspannungen σm, Spannungsamplituden σa und Belastungsfrequenzen fp wurden untersucht. Die berechneten Verformungsverläufe wurden den vorgegebenen Kriechkurven gegenübergestellt. Es wurde der Kriechverlauf gesucht, der dem viskosen Verformungsverlauf infolge der zyklischen Beanspruchung glich. Konnte dieser identifiziert werden, so entsprach das Druckspannungsniveau des Kriechversuchs dem kriechaffinen Beanspruchungsniveau der zyklischen Beanspruchung. Es wurde zunächst erwartet, dass infolge einer zyklischen Beanspruchung bei dem irreversiblen Modell größere viskose Verformungen und damit größere kriechaffine Beanspruchungsniveaus auftreten als bei dem reversiblen Modell. Die Ursache wurde in der Rückverformbarkeit des reversiblen Modells während der Entlastungsphasen des zyklischen Beanspruchungsverlaufs gesehen. Diese Erwartung bestätigte sich jedoch nicht. Die kriechaffinen Beanspruchungsniveaus stellten sich für das reversible als auch für das irreversible Modell identisch dar, sie sind also unabhängig von der verwendeten Kriechtheorie. Für detaillierte Ergebnisse vgl. [26].

3.3

Kriechaffine Beanspruchungsniveaus

Das Bild 4 stellt die kriechaffinen Beanspruchungsniveaus Scr in Abhängigkeit vom Mittelspannungsniveau 34

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

kriechaffines Beanspruchungsniveau σcr/fc [%]

C. v. d. Haar, S. Marx: Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton

55 So=0,80 | Su=0,05 | Scr=0,513 50

So=0,60 | Su=0,05 | Scr=0,376

35 So=0,50 | Su=0,05 | Scr=0,291

30 25

Bild 4

So=0,70 | Su=0,05 | Scr=0,447

10 20 30 Spannungsamplitude σa/fc [%] σ42,50 m/fc = 0,425

σ37,50 m/fc = 0,375

σ32,50 m/fc = 0,325

σ27,50 m/fc = 0,275

Kriechaffines Spannungsniveau Scr in Abhängigkeit vom Mittel spannungsniveau und von der bezogenen Spannungsamplitude Creep relevant load level Scr depending on mean load level and strain amplitude

σm/fc und von der bezogenen Spannungsamplitude σa/fc der sinusförmigen Ermüdungsbeanspruchung dar. Bei einer Amplitude von null entspricht definitionsgemäß das Mittelspannungsniveau dem kriechaffinen Spannungs niveau. Für den Fall, dass der Beanspruchungsverlauf den nichtlinearen Bereich des Kriechens durchfährt (σo > 0,4 · fc), nimmt das kriechaffine Spannungsniveau mit steigender Spannungsamplitude überproportional zu. Liegt das Oberspannungsniveau unterhalb dieser Grenze, entspricht unabhängig von der Amplitude das Mittelspannungsniveau dem kriechaffinen Spannungsniveau. Das kriechaffine Beanspruchungsniveau liegt damit zwischen dem Mittelspannungsniveau und dem Oberspannungs niveau der Ermüdungsbeanspruchung. Die Versuchs ergebnisse aus [15, 16, 23] bestätigen dieses Ergebnis. In [26] konnte darüber hinaus gezeigt werden, dass die Belastungsfrequenz der Ermüdungsbeanspruchung keinen Einfluss auf das kriechaffine Beanspruchungsniveau besitzt. Es ist jedoch anzumerken, dass eine Änderung der Kriecheigenschaften (Grenze zwischen linearem und nichtlinearem Kriechen oder Funktion entspr. Gl. (3)) zu einer Änderung des kriechaffinen Beanspruchungsniveaus führt.

4 Versuchsdurchführung Um das additive Dehnungsmodell und das kriechaffine Beanspruchungsniveau zu verifizieren, wurden Versuche an einem Beton der Festigkeitsklasse C50/60 unter monoton steigender, dauerhafter und zyklischer Beanspruchung durchgeführt. Die Versuche erfolgten an zylinderförmigen Betonproben mit einem Durchmesser von 100 mm. Die monoton steigend und zyklisch beanspruch-

(a) Oberspannungsniveau So [-]

ten Betonproben wiesen ein Längen-zu-Durchmesserverhältnis von 3/1 und die dauerhaft beanspruchten Proben einen Verhältniswert von 6/1 auf. Während der Versuchsdurchführung wurden die Probekörperverformungen mithilfe von drei Laserdistanzsensoren erfasst, die im Winkel von 120° um den Probekörper herum angeordnet waren. Die Probekörpererwärmung wurde mit Thermoelementen aufgezeichnet, die im oberen und unteren Randbereich der Probe und auf halber Probenhöhe angeordnet waren. Im Detail wird die Versuchsdurchführung in [18] erläutert.

Su = 0,05

0,8

0,6

0,4 -2,75

-3

-3,25

-3,5 -3,75 εo [‰]

-4

-4,25

-4,5

5 Versuchsergebnisse 5.1 Ermüdungsbruchdehnungen In Bild 5 (a) werden die Ermüdungsbruchdehnungen eoB der ermüdungsbeanspruchten Betonprobekörper in Abhängigkeit vom Oberspannungsniveau dargestellt. In dem Diagramm ist der Bereich der Bruchdehnungen infolge monoton steigender Beanspruchung grau hinterlegt. Die gemessenen Ermüdungsbruchdehnungen liegen in einem Wertebereich von –2,97 ‰ bis –4,31 ‰. Dabei unterschreiten als auch überschreiten sie den Bereich der Bruchdehnungen infolge monoton steigender Beanspruchung. Für das Oberspannungsniveau von So = 0,70 fällt die deutliche Abhängigkeit der Ermüdungsbruchdehnung von der Belastungsfrequenz auf. Die Versuche, die bei einer Belastungsfrequenz von 10 Hz durchgeführt wur den, weisen eine mittlere Ermüdungsbruchdehnung von –3,41‰ (Serie I) bzw. –3,27 ‰ (Serie II) auf, wohingegen die Versuche, die bei einer Belastungsfrequenz von 1 Hz durchgeführt wurden, eine mittlere Ermüdungsbruchdehnung von –4,22 ‰ aufweisen. Auf Grundlage der in den Abschn. 2 und 3 vorgestellten Modellvorstellung steht die resultierende mittlere Dehnungsdifferenz von 0,88 ‰ im Zusammenhang mit den auftretenden thermischen und viskosen Verformungen während der Versuchsdurchführung. Die Temperaturdifferenz zwischen diesen beiden

Oberspannungsniveau So [-]

Die Ermüdungsversuche erfolgten auf Oberspannungs niveaus von So = 0,80, 0,70 und 0,60. Das Unterspannungsniveau lag konstant bei Su = 0,05. Die Belastungsfrequenz betrug fp = 1 Hz oder 10 Hz. Die Versuche wurden in zwei Serien durchgeführt. Das Betonalter der Serie I betrug 44 Tage und das der Serie II 132 Tage bei Prüfbeginn. Die aufgezeichneten Verformungen der Betonproben werden nachfolgend in ihre Anteile gemäß der additiven Modellvorstellung aufgespalten. Kriechversuche auf Beanspruchungsniveaus von 40 %, 50 % und 60 % der Bruchspannung komplettierten das Versuchsprogramm.

(b)

Su = 0,05

0,8

0,6

0,4 -2,75

Die Versuche unter monoton steigender Beanspruchung wurden bei einer Belastungsgeschwindigkeit von 0,5 N/ (mm2 · s) durchgeführt. Die Probekörper versagten bei einer mittleren Bruchspannung von fc = 70 N/mm2. Die Bruchdehnungen des Betons lagen in einem Bereich von –3,30 ‰ bis –3,72 ‰ und im Mittel bei ec = –3,53 ‰.

-3

-3,25 -3,5 -3,75 εoB - εtB [‰]

-4,25

-4,5

Su = 0,05

0,8

0,6

0,4 -2,75

-3

-3,25 -3,5 -3,75 εoB - εtB - εcrB [‰]

Serie I fp = 10 Hz Mittelwert Serie I fp = 10 Hz Serie I fp = 1 Hz Mittelwert Serie I fp = 1 Hz Bild 5

-4

-4,25

-4,5

Serie II fp = 10 Hz Mittelwert Serie II fp = 10 Hz Monoton Mittelwert Monoton

Ermüdungsbruchdehnungen in Abhängigkeit vom Oberspannungs niveau Strain values at failure depending on the maximum stress level

Versuchsreihen lag in der Größenordnung von 20 K bis 25 K (Oberflächentemperatur auf halber Probenhöhe) und die Versuchsdauer der 10 Hz-Versuche betrug ca. 1 h, wohingegen die 1 Hz-Versuche etwa 30 h dauerten. Auf dem Oberspannungsniveau von So = 0,80 liegen die mittleren Ermüdungsbruchdehnungen der 1 Hz- und der 10 Hz-Versuche sehr eng zusammen. Die Ursache wird in der geringen Probekörpererwärmung und in der verhältnismäßig kurzen Versuchsdauer gesehen. Hierdurch treten weder signifikante Temperaturdehnungen noch viskose Verformungen während der Versuchsdurchführung auf. Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 35

FACHTHEMA ARTICLE

C. v. d. Haar, S. Marx: An additive strain model for fatigue-loaded concrete

5.2

Elastischer Dehnungsanteil

Der elastische Dehnungsanteil zwischen dem Oberspannungsniveau So und dem Unterspannungsniveau Su konnte den aufgezeichneten Verformungsmessungen direkt entnommen werden. Der Dehnungsanteil zwischen dem Unterspannungsniveau Su und dem Entlastungsniveau (S = 0) musste rechnerisch ermittelt werden, um den vollständigen elastischen Dehnungsanteil zu bestimmen, vgl. Bild 2. Dies erfolgte auf Grundlage des Sekantenmoduls, ermittelt anhand der Dehnungswerte auf dem Ober spannungsniveau und dem Unterspannungsniveau je Lastwechsel. Das Bild 6 stellt die elastischen Dehnungen nach dem ersten Lastwechsel eel0 und unmittelbar vor dem Ver sagen der Probekörper eelB dar. Die elastischen Dehnungen wachsen zwischen Versuchsbeginn und Versuchsende entsprechend der abnehmenden Sekantensteifigkeit an. Die Dehnungszunahme ist bei den niedrigeren Oberspannungsniveaus größer als bei den höheren Oberspannungsniveaus. Dies ist auf eine ausgeprägtere Steifigkeitsdegradation bei den niedrigeren Oberspannungsniveaus als bei den höheren Oberspannungsniveaus zurückzuführen [19, 20]. Die Belastungsfrequenz beeinflusst die elastischen Dehnungen zu Versuchsbeginn und Versuchsende nicht.

5.3

Thermischer Dehnungsanteil

Die Temperaturverläufe ausgewählter Probekörper des betrachteten Versuchsprogramms sind in [18], Bild 4 dargestellt. Die Erwärmung resultiert aus der zyklischen Beanspruchung und nicht aus einer externen Erwärmung. Aus den Temperaturmessungen an den Proben am oberen und unteren Probenrand sowie auf halber Proben höhe wurde eine mittlere Probentemperatur berechnet [26]. Die resultierenden Temperaturdehnungen zu Versuchsende wurden unter Ansatz eines Wärmeausdehnungskoeffizienten von aT = 1 · 10–5 berechnet und sind in Bild 7 grafisch dargestellt. 36

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

1 0,8 0,6 0,4 0,2

Ausgleichsgerade für εel0

0 -1,25

Ausgleichsgerade für εelB

S o S u fp 0,80 0,05 10 0,70 0,05 10 0,60 0,05 10 0,80 0,05 1 0,70 0,05 1

-1,75 -2,25 -2,75 Elastische Dehnung εel [‰]

-3,25

Elastische Dehnungsanteile zu Versuchsbeginn und Versuchsende Elastic strain values at the beginning and the end of the tests

Bild 6

Oberspannungsniveau So [-]

Auf dem geringsten Oberspannungsniveau von So = 0,60 liegen nur Ermüdungsbruchdehnungen für die 10 HzVersuche vor. Die 1 Hz-Versuche wurden bei Erreichen des Durchläuferniveaus beendet und standen damit für die Auswertung nicht zur Verfügung. Die Ermüdungsbruchdehnungen der 10 Hz-Versuche streuen beträchtlich. Sie unter- als auch überschreiten die Bruchdehnungen infolge monoton steigender Beanspruchung. Die mittlere Bruchdehnung der Serie I ist kleiner als die der Serie II. Die Dehnungsdifferenz beträgt 0,3 ‰. Dies entspricht nicht dem erwarteten Einfluss aus der verminderten Kriechfähigkeit des Betons infolge der unterschied lichen Betonalter. Bei dieser Beanspruchungsgruppe ist aber zu beachten, dass die mittlere Bruchlastwechselzahl und dementsprechend die mittlere Versuchsdauer der Serie II um den Faktor zwei größer war als die der Serie I.

Oberspannungsniveau So [-]

C. v. d. Haar, S. Marx: Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton

1 0,8 0,6

S o S u fp 0,80 0,05 10 0,70 0,05 10 0,60 0,05 10 0,80 0,05 1 0,70 0,05 1

0,4 0,2

Bild 7

0,1

0,2 0,3 0,4 Temperaturdehnung εtB [‰]

0,5

Temperaturdehnungen der Ermüdungsproben bei Versuchsende Thermal strains at the end of the fatigue tests

Die 1 Hz-Versuche erwärmten sich nur geringfügig, die auftretenden Temperaturdehnungen liegen in der Größenordnung von bis zu 0,1 ‰. Dies trifft ebenfalls für die 10 Hz-Versuche bei dem Oberspannungsniveau von So = 0,80 zu. Bei den 10 Hz-Versuchen mit den niedrigeren Oberspannungsniveaus (So = 0,7 und 0,6) treten stärkere Probekörpererwärmungen über die Versuchslaufzeit und damit größere Temperaturdehnungen auf, vgl. Bild 7. Der betragsmäßige Anteil der Temperaturdehnungen an den gemessenen Ermüdungsbruchdehnungen auf dem Oberspannungsniveau liegt bei bis zu 11 %. Die auftretenden Temperaturdehnungen besitzen somit einen nicht zu vernachlässigenden Anteil an den Gesamtverformungen. Werden die gemessenen Ermüdungsbruchdehnungen aus dem Bild 5 (a) um die berechneten Temperaturdehnungen aus dem Bild 7 korrigiert (eoB–etB), ergibt sich die in Bild 5 (b) dargestellte Dehnungsverteilung. Bei den Temperaturdehnungen handelt es sich um eine Ausdehnung der Probekörper, welche die messbaren Betonstauchungen im Ermüdungsversuch reduzieren. Die Betondehnungen sind in Bild 5 (b) somit gegenüber Bild 5 (a) vergrößert. In der Grafik ist wie zuvor der Bereich der Bruchdehnungen infolge monoton steigender Beanspruchung grau hinterlegt. Auffällig ist, dass nur noch ein Probe körper diesen Bereich unterschreitet. Alle anderen Probekörper liegen in diesem oder übertreffen diesen Bereich. Zudem hat die Streubreite der Dehnungswerte abgenom-

Die Dehnungsdifferenz von 0,88 ‰ zwischen den 10 Hzund den 1 Hz-Versuchen auf dem Oberspannungsniveau von So = 0,70 nimmt durch die Temperaturkompensation ab. Die 10 Hz-Versuche erwärmen sich stärker und dehnen sich dementsprechend stärker aus als die 1 Hz-Ver suche. Die mittlere Dehnungsdifferenz der Versuchs reihen reduziert sich auf 0,72 ‰. Das entspricht einer Änderung von rd. 20 %.

5.4

Viskoser Dehnungsanteil

Das kriechaffine Spannungsniveau Scr der ermüdungs beanspruchten Betonproben resultiert aus dem Ober- und Unterspannungsniveau der sinusförmigen Beanspruchung. Von der Belastungsfrequenz wird das Ergebnis nicht beeinflusst. Die kriechaffinen Beanspruchungs niveaus sind für die untersuchten Beanspruchungsniveaus in Bild 4 angegeben. Anhand der durchgeführten Kriechversuche wurden die Kriecheigenschaften des untersuchten Betons bestimmt. Die dabei experimentell aufgezeichneten Kriechverformungen wurden mithilfe einer mathematischen Funktion nachgerechnet. Diese Funktion entspricht dem Formalismus des Model Code 2010 ([24] Abs. 5.1.9.4) zur Berechnung von Kriechverformungen. Das rechnerische Beton alter musste jedoch modifiziert werden, um eine gute Übereinstimmung zwischen den gemessenen und den rechnerischen Kriechverformungen zu erzielen. Die durchgezogenen Linien in den Bildern 8 und 9 stellen die so rechnerisch ermittelten Kriechverformungen des untersuchten Betons infolge der kriechaffinen Beanspruchungsniveaus dar. Die Verformungsverläufe in Bild 8 gelten für ein Betonalter von t0 = 62,5 Tagen und in Bild 9 für ein Betonalter von t0 = 140,5 Tagen. Die angegebenen Betonalter entsprechen den mittleren Beton altern der Versuchsserien I und II. Die zugehörigen, rechnerisch angesetzten Betonalter betrugen t0* = 5,2 Tage (Mittleres Betonalter der Serie I) und t0* = 6,9 Tage (Mittleres Betonalter der Serie II). Die viskosen Verformungen der Betonproben im Er müdungsversuch wurden in Abhängigkeit von dem Betonalter bei Versuchsbeginn und von ihrer Versuchslaufzeit berechnet. Die berechneten Verformungen sind in den angeführten Abbildungen als Punkte visualisiert. Da das jeweilige Alter der Betonproben vom mittleren Betonalter der Versuchsserien abweicht, liegen die berechneten Verformungen der einzelnen Probekörper ge

Viskose Dehnung εcr [‰]

-0,6 fp = 10 Hz fp = 1 Hz

-0,5 -0,4 -0,3

Scr = 0,513 Scr = 0,447 Scr = 0,376

-0,2 -0,1 0

Bild 8

15 20 25 Versuchsdauer [h]

Viskose Dehnungen der Versuchsserie I Viscous strains of test series I

-0,6

Viskose Dehnung εcr [‰]

men. Die minimale gemessene Ermüdungsbruchdehnung auf dem Oberspannungsniveau liegt bei –2,97 ‰ und die maximale bei –4,31 ‰. Daraus resultierte eine Dehnungsdifferenz von 1,34 ‰. Durch die Korrektur der Dehnungswerte um die Temperaturdehnungen resultieren eine minimale Dehnung von –3,23 ‰ und eine maximale Dehnung von –4,40 ‰. Die Differenz beträgt nun 1,16 ‰. Die Spanne der Ermüdungsbruchdehnungen hat somit um rd. 13 % abgenommen.

fp = 10 Hz

-0,5 -0,4 -0,3

Scr = 0,513 Scr = 0,447 Scr = 0,376

-0,2 -0,1 0

Bild 9

15 20 25 Versuchsdauer [h]

Viskose Dehnungen der Versuchsserie II Viscous strains of test series II

ringfügig oberhalb (Probekörper, die zu Beginn der Versuchsserien getestet wurden) oder unterhalb (Probekörper, die zum Ende der Versuchsserien getestet wurden) der dargestellten Kriechkurven. Die viskosen Verformungen der Probekörper mit den längsten Versuchslaufzeiten liegen in der Größenordnung von –0,4 ‰ bis –0,5 ‰. Der Anteil der viskosen Verformungen an den gemessenen Ermüdungsbruchdehnungen auf dem Oberspannungsniveau liegt damit bei bis zu 11 % und stellt damit eine nicht zu vernachlässigende Einflussgröße auf das Dehnungsverhalten des Betons im Ermüdungsversuch dar. Bemerkenswert ist der Einfluss der Belastungsfrequenz, die bei den Versuchen der Serie I auf dem Spannungs niveau von So = 0,70 und Su = 0,05 bzw. dem zugehörigen Kriechniveau von Scr = 0,447 sichtbar wird, vgl. Bild 8. Die Versuchslaufzeit der 10 Hz-Versuche lag in der Größenordnung von 1 h, während die 1 Hz-Versuche ca. 30 h dauerten. Die Dehnungsdifferenz zwischen diesen Versuchsreihen liegt bei rd. 0,3 ‰. Damit resultieren aus den variierenden Versuchslaufzeiten unterschiedlich große viskose Verformungen während der Ermüdungsversuche. Die gemessene Dehnungsdifferenz von 0,88 ‰ zwischen den gemittelten Ermüdungsbruchdehnungen der genannten Versuchsreihen besteht somit zu einem wesentlichen Anteil (≈ 30 %) aus der viskosen Verformungskomponente. Nach der Korrektur der Dehnungswerte um die therBeton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 37

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mischen und viskosen Dehnungen nimmt die Dehnungsdifferenz auf 0,4 ‰ ab. Werden die Versuche auf dem Spannungsniveau von So = 0,60 und Su = 0,05 bzw. dem zugehörigen Kriechniveau von Scr = 0,376 der Versuchsserien I und II gegenübergestellt, so ist die mittlere Versuchsdauer der Serie II doppelt so groß wie die der Serie I. Durch das höhere Beton alter der Serie II liegen die viskosen Verformungen jedoch etwa in der gleichen Größenordnung wie die der Serie I.

Die Wöhlerlinien von Beton werden gewöhnlich in Abhängigkeit von der logarithmierten Bruchlastwechselzahl dargestellt. In dem untersuchten Lastwechselbereich stellen sich diese als lineare Beziehung dar. Es zeigt sich, dass der schädigungsinduzierte Dehnungsanteil des Betons dieses Materialverhalten widerspiegelt. Ob dieses Materialverhalten auch auf andere Betone übertragbar ist, ist derzeit nicht bekannt und ist Gegenstand weiterer Untersuchungen.

5.6 Bild 5 (c) stellt die um die thermischen und viskosen Dehnungen korrigierten Ermüdungsbruchdehnungen der Ermüdungsversuche dar (εoB–εtB–εcrB). Vergleicht man die Darstellungen, so ist die Spanne zwischen dem größten und dem kleinsten Dehnungswert sichtbar geschrumpft. Die gemessenen Dehnungswerte erstreckten sich auf einen Bereich von –2,97 ‰ bis –4,31 ‰. Nach der Korrektur der Dehnungswerte liegen sie im Bereich von –3,11 ‰ bis –4,04 ‰. Die Streubreite der Dehnungen hat somit um fast 30 % von 1,34 ‰ auf 0,93 ‰ abgenommen. Insgesamt liegen rd. 60 % der korrigierten Ermüdungsbruchdehnungen in dem Bereich der Bruchdehnungen infolge monoton steigender Beanspruchung. Die übrigen Er müdungsbruchdehnungen liegen unterhalb oder auch oberhalb dieses Bereichs. Die mittlere korrigierte Er müdungsbruchdehnung aller Ermüdungsversuchskörper liegt bei –3,56 ‰ und ist etwa genauso groß wie die mittlere Bruchdehnung der Druckversuche mit –3,53 ‰.

5.5

Schädigungsinduzierter Dehnungsanteil

Der schädigungsinduzierte Dehnungsanteil kann indirekt aus den Ermüdungsdehnungen auf dem Oberspannungsniveau εo abzüglich der im Ermüdungsversuch auftretenden elastischen Dehnungen εel, Temperaturdehnungen εt und viskosen Dehnungen εcr bestimmt werden, vgl. Gl. (1). Die berechneten schädigungsinduzierten Dehnungen der Probekörper zu Versuchsende sind in Bild 10 in Abhängigkeit von der logarithmierten Bruchlastwechselzahl dargestellt. Es wird ein linearer Zusammenhang sichtbar.

Der Mittelwert und die Streubreite der Ermüdungsbruchdehnungen werden durch die thermischen und viskosen Dehnungen beeinflusst. Um diesen Zusammenhang darzustellen, werden die Ermüdungsbruchdehnungen der Versuchskörper als standardnormalverteilt angenommen. In Bild 11 werden die Verteilungsdichte (durchgezogene Linien) und die gemessenen bzw. korrigierten Ermüdungsbruchdehnungen (Punkte) dargestellt. Durch die Temperaturkompensation der Ermüdungsbruchdehnung verschiebt sich der Mittelwert in dem Diagramm nach rechts und die Spannweite der Ermüdungsbruchdehnungen reduziert sich von 1,34 ‰ auf 1,17 ‰. Die Standardabweichung s der Ermüdungsbruchdehnungen ändert sich jedoch nur geringfügig von 0,312 auf 0,308. Erst durch die Korrektur der temperaturkompensierten Ermüdungsbruchdehnungen um die zeitabhängigen viskosen Verformungen reduziert sich die Standardabweichung auf s = 0,253. Auch die Spannweite der Dehnungswerte nimmt auf 0,93 ‰ deutlich ab. Der Mittelwert der Er müdungsbruchdehnung verschiebt sich in dem Diagramm wieder nach links und ist geringfügig größer als die mittlere Bruchdehnung unter monoton steigender Beanspruchung. Auf Grundlage der durchgeführten Datenanalyse be stätigt sich damit für den untersuchten Beton die erste Hypothese zur Ermüdungsbruchdehnung aus Abschn. 1. Die korrigierte Ermüdungsbruchdehnung entspricht der Bruchdehnung unter monoton steigender Beanspruchung. Ob diese Hypothese auch für andere Betone Gültigkeit besitzt, ist zu untersuchen.

So Su fp Serie 0,80 0,05 10 I 0,70 0,05 10 I 0,70 0,05 10 II 0,60 0,05 10 I 0,60 0,05 10 II 0,80 0,05 1 I 0,70 0,05 1 I

-1,0 -0,5 0,0

Verteilungsdichte [-]

Schädigungs. Dehn. εdB [‰]

-2,0 -1,5

Bruchlastwechselzahl log. Nf [-] Bild 10 Schädigungsinduzierte Dehnung in Abhängigkeit von der logarithmierten Bruchlastwechselzahl Damage-induced strains in dependency on the load cycles to failure

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Verteilung der Ermüdungsbruchdehnungen

1,6 1,4 1,2 1,0 0,8 0,6 0,4 0,2 0,0

εoB εoB - εtB εoB - εtB - εcrB

-2,5

-3

-3,5 -4 Dehnung ε [‰]

Bild 11 Verteilungsdichte der Ermüdungsbruchdehnungen Distribution density of fatigue strains at failure

-4,5

-5

6 Zusammenfassung Die Ermüdungsbruchdehnungen der untersuchten Versuchskörper wurden entsprechend der additiven Modellvorstellung analysiert. Es erfolgte die Trennung hinsichtlich elastischer, thermischer, viskoser und schädigungs induzierter Dehnungsanteile. Die Analyse der einzelnen Dehnungsanteile zeigte, dass bei dem untersuchten Beton der schädigungsinduzierte Dehnungsanteil von der logarithmierten Bruchlastwechselzahl linear abhängig ist. Die Größe des viskosen Dehnungsanteils wird von der Versuchsdauer und dem kriechaffinen Beanspruchungsniveau bestimmt. Versuche mit geringeren Belastungsfrequenzen und dementsprechend längeren Versuchsdauern führen zu größeren viskosen Verformungen als Versuche mit höheren Belastungsfrequenzen und dementsprechend kürzeren Versuchsdauern. Bei den Temperaturdehnungen handelt es sich im Gegensatz zu den elastischen, viskosen und schädigungsinduzierten Dehnungsanteilen um eine Elongation des Probekörpers. Die Temperaturdehnungen verkleinern somit die messbaren Ermüdungsdehnungen.

liegend, kann auf Grundlage der durchgeführten Ver suche aber nicht abschließend beurteilt werden. Hierzu sind weitere Untersuchungen an unterschiedlichen Betonfestigkeitsklassen erforderlich. Dabei sind die aufzuzeichnenden Dehnungen, wie vorgestellt, um die auftretenden thermischen und viskosen Dehnungsanteile entsprechend der additiven Modellvorstellung zu korrigieren. Die Hypothesen nach dem Envelope-Konzept [9, 10] und dem energetischen Ermüdungsschädigungsmodell [11] aus Abschn. 1 werden durch die Versuchsergebnisse nicht bestätigt. Das additive Dehnungsmodell bietet auch die Möglichkeit das Ermüdungsverhalten von dynamisch beanspruchten Betonbauwerken numerisch zu untersuchen. Auf diese Weise können das Verformungsverhalten des Betons und die resultierenden Spannungsumlagerungen sowie deren Wirkung auf die Ermüdungslebensdauer untersucht werden.

Dank Bei dem untersuchten Beton liegt der Mittelwert der Ermüdungsbruchdehnungen nach der Korrektur um die thermischen und viskosen Dehnungen geringfügig oberhalb des Mittelwerts der Bruchdehnung unter monoton steigender Beanspruchung. Ob diese beiden Werte grundsätzlich für alle Betone miteinander korrelieren, ist nahe-

Die Autoren bedanken sich bei der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) für die Unterstützung des Forschungsvorhabens „Erweiterung und Verifizierung eines energetischen Ermüdungsmodells für druckschwellbeanspruchtem Beton“ (MA 5296/5-1).

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 39

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C. v. d. Haar, S. Marx: Ein additives Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton

Normalbetons. Beton- und Stahlbetonbau 110 (2015), H. 10, S. 699–709. [19] von der Haar, C.; Marx, S.: Untersuchungen zur Steifigkeit und Ultraschallgeschwindigkeit dynamisch beanspruchter Betonproben. Beton- und Stahlbetonbau 111 (2016), H. 3, S. 141–148. [20] von der Haar, C.; Marx, S.: Development of Stiffness and Ultrasonic Pulse Velocity of Fatigue Loaded Concrete. Structural Concrete 17 (2016), H. 4. [21] Teichen, K.-T.: Über die innere Dämpfung von Beton. Dissertation. Universität Stuttgart, 1968. [22] von der Haar, C.; Wedel, F.; Marx, S.: Numerical and Experimental Investigations of the Warming of FatigueLoaded Concrete. fib Symposium, Kapstadt, 2016. [23] Holmen, J. O.: Fatigue of Concrete by Constant and Variable Amplitude Loading. Dissertation, University of Trondheim, 1979. [24] Fédération International du Béton: fib Model Code for Concrete Structures 2010. 2013. [25] Shen, J.-H.: Lineare und nichtlineare Theorie des Kriechens und der Relaxation von Beton unter Druckbeanspruchung. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 432, 1992. [26] von der Haar, C.: Ein mechanisch-basiertes Dehnungsmodell für ermüdungsbeanspruchten Beton. Dissertation, Leibniz Universität Hannover, 2016.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Autoren

Dipl.-Ing. Christoph von der Haar Leibniz Universität Hannover Institut für Massivbau Appelstraße 9a 30167 Hannover vonderhaar@ifma.uni-hannover.de

Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx Leibniz Universität Hannover Institut für Massivbau Appelstraße 9a 30167 Hannover marx@ifma.uni-hannover.de

BERICHT

Emanuel Strieder, Raimund Hilber, Roland Murr, Konrad Bergmeister

Entwicklung der Materialeigenschaften im jungen Massenbeton Bestimmung des zeitlichen Verlaufs der Materialparameter in der Hydratationsphase als Basis für die Modellierung der Risswahrscheinlichkeit im Massenbeton Bei Massenbetonbauteilen ist die Berechnung der Rissbildung und Rissbreiten umstritten. Auch die Ermittlung der Mindest bewehrung für Stahlbetonbauteile aus Massenbeton wird im mer wieder kontrovers diskutiert. Sowohl die baupraktische Er fahrung als auch aktuelle Forschungsergebnisse zeigen, dass die normgemäße Ermittlung der Mindestbewehrung nach EC2 bei Massenbeton nicht zielführend ist. Die Gefahr der Frührissbildung kann mithilfe nichtlinearer FEBerechnungen unter Berücksichtigung der zeitlichen Entwick lung der relevanten Materialparameter abgeschätzt werden. Versuchsergebnisse mit geeigneten Betonrezepturen sind eine solide Basis für FE-Berechnungen zur Rissminimierung. Der vorliegende Artikel zeigt Versuchsergebnisse der zeitlichen Entwicklung von mechanischen Eigenschaften und der Hydra tationswärmefreisetzung unterschiedlicher Bindemittel im Beton. Materialentwicklungsfunktionen werden anhand der Prüfergebnisse angepasst. Diese dienen als Grundlage für die Ermittlung der während der Hydratation im Beton auftretenden Spannungen und der daraus folgenden erforderlichen Mindest bewehrung. Dadurch soll ein Beitrag zur Reduktion der Min destbewehrung geleistet werden.

Development of Material Properties in Young Mass Concrete – Determination of the Development of Material Properties during Hydration as Basis for Modelling Crack ability in Mass Concrete The calculation of crack development and crack width in mass concrete and the calculation of the appropriate minimum rein forcement to control crack width in mass concrete is contro versial. The practical experience on construction site and current re search show that the minimum reinforcement calculated ac cording to modern codes (Eurocode 2) is unrewarding. The danger of early cracking can be calculated using nonlinear time history FE-calculations considering the development of material properties. Good bases for all calculations are experi mental results of the materials. The current article shows test results of concrete containing different types of cement. Func tions for the development of the mechanical properties and heat development are adapted. With this test results the stresses in the concrete and the resulting minimum reinforce ment can be calculated properly. This contributes to a reduc tion of the minimum reinforcement in mass concrete.

„Wenn wir robust konstruieren, braucht es keine Min destbewehrung“ (vgl. dazu auch Polónyi [6] und Pukte et al. [7]) – mit dieser These konnte am Beispiel von Wild bachsperrenbeton gezeigt werden, dass durch die geeig nete Materialwahl massive Bauteile auch mit weniger oder unter bestimmten Voraussetzungen auch ohne Min destbewehrung ausgeführt werden können [8]. Die Anfor derungen an den Beton unterscheiden sich grundlegend abhängig davon, ob die Risse mit entsprechender Beweh rung verteilt werden sollen oder ob ohne Risse verteilen de Mindestbewehrung ein Bauteil ohne Risse erreicht werden soll.

Eine kritische Reflexion

Grenzwerte wie die Mindestbewehrung werden in den Normen deshalb angeführt, um für die Gebrauchstaug lichkeit und Dauerhaftigkeit unzulässig breite Risse, ein sprödes Versagen oder einen Wechsel von Versagens mechanismen zu vermeiden. Die Bemessungsvorgaben hinsichtlich Mindestbewehrung wurden in den aktuellen eurocodenahen Normen primär für im Hochbau übliche Querschnitte mit geringeren Querschnittshöhen ent wickelt. Für massive Bauteile, wie diese bei Wasserbau werken, z. B. Schleusen oder auch Wildbachsperren, zum Einsatz kommen, ist die Abschätzung der Zwangsbean spruchungen und der daraus resultierenden Mindestbe wehrung zur Verhinderung der Rissbildung umstritten, vgl. [1]. Der bisher übliche Ansatz, die Rissbildung für den frühen Zwang zu ermitteln, liegt auf der unsicheren Seite, da durch späten Zwang eher eine Verbreiterung der Risse anstelle einer größeren Anzahl von Rissen eintritt [2]. Auch die bisher gängige Methode, die Rissbildung basie rend auf dem Kräftegleichgewicht im Querschnitt zu be rechnen, zeigt deutliche Schwächen gegenüber einem verformungsbasierten Bemessungsmodell [3 und 4]. Der in der EN 1992-1-1 [5] angegebene Ansatz der Biegemin destbewehrung wurde nicht für massive Bauteile entwi ckelt und lässt sich daher auch nicht auf diese übertragen.

Für ein robustes, Risse vermeidendes bzw. Risse verteilen des Konstruieren kann auf verschiedenen Ebenen ange setzt werden: Systemebene: Optimierung der statischen Systeme und/ oder Optimierung der Geometrie des Bauwerks sowie Optimierung der Betonierabschnitte. Betontechnologische Ebene: Reduktion der Hydrata tionswärme und damit der Rissbildung durch beton technologische Maßnahmen (Zusatzstoffe, Wahl puzzo lanischer oder Hochofenzemente, Nachbehandlung etc.).

BERICHT REPORT

DOI: 10.1002/best.201600047

E. Strieder, R. Hilber, R. Murr, K. Bergmeister: Entwicklung der Materialeigenschaften im jungen Massenbeton

Bewehrungsebene: Konstruktive Optimierung gering be wehrter Bauteile bzw. Bauteilbereiche, die geringer bean sprucht werden. Ziel ist es, einen von der Querschnitts höhe entkoppelten Ansatz der Mindestbewehrung zu ent wickeln. Auch könnten Bewehrungsstähle oder Faserver bundwerkstoffe mit höherer Festigkeit eingesetzt werden, wodurch die Anzahl der Bewehrungslagen verringert und die Betonierbarkeit des Bauteils verbessert würde. Es soll eine kritische Betrachtung der Mindestbewehrung im Massenbeton erfolgen. Dazu wird in diesem Beitrag die Entwicklung der Materialparameter als Basis für die Verringerung der Rissbildung in massiven Tragelementen aus Konstruktionsbeton erforscht. Mit Versuchsdaten und definierten Randbedingungen sollen die Möglichkei ten geschaffen werden, realistische Berechnungen zur Optimierung der Mindestbewehrung durchzuführen. Die Versuchsdaten dienen als Basis für nichtlineare numeri sche Zeitverlaufsberechnungen mit einem 3-D-Finite-Ele mente-Programm. Sie erlauben u. a. die Berücksichtigung der zeitabhängigen Temperaturentwicklung und der Stei figkeits- und Festigkeitsentwicklungen.

2 2.1

Einflussfaktoren zur Rissbildung Physikalische Grundlagen

Die Frührisse im jungen Beton entstehen primär durch die Wärmeentwicklung während der Hydratation. Die zeitabhängige Entwicklung der mechanischen Material parameter wurde dazu an für Wildbachsperren entwickel ten Betonrezepturen ermittelt [8]. Die gewonnenen Er kenntnisse sind auch auf andere Massenbetonbauteile übertragbar. Während der Hydratation steigt die Betontemperatur über den Querschnitt im Betonbauteil unterschiedlich. Dadurch kommt es im Betonbauteil zu Spannungen auf grund der unterschiedlichen Temperaturdehnungen. Zeit gleich entwickeln sich die Materialparameter E-Modul, Zugfestigkeit, Druckfestigkeit, Wärmeleitfähigkeit, Wär mekapazität etc. Sobald die Zugspannungen im Bauteil die Zugfestigkeit überschreiten, kommt es zur Rissbil dung. Ob und wann die Rissbildung eintritt, ist abhängig von der zeitlichen Entwicklung der einzelnen Parameter. Üblicherweise wird die Entwicklung der Materialpara meter durch Laborversuche bestimmt und für ein Re chenmodell in Form von Entwicklungsfunktionen be schrieben. Die derzeit gängigsten Ansätze zur Beschrei bung der Entwicklung der Materialparameter sind das Braunschweiger Stoffmodell [9, 10], das skandinavische Stoffmodell [11] und das im MC 2010 [12] verankerte Stoffmodell. Neben den Festigkeiten verändert sich auch die Quer dehnzahl, welche vor dem Erstarren des Betons ν = 0,5 ist. Zu Beginn der Erhärtung nimmt die Querdehnzahl rasch auf ca. ν = 0,1 ab und steigt dann allmählich wieder bis zum Endwert von ν = 0,2 (vergleiche [13]). Der Hydra tationsgrad α kann als das Verhältnis der zum Zeitpunkt 42

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

t freigesetzten Hydratationswärme zur maximal freisetz baren Hydratationswärme angegeben werden, wie in Gl. (1) ersichtlich.

α(T(t)) =

Q(T(t)) Q pot

(1)

mit: α(T(t)) Hydratationsgrad zum Zeitpunkt t ohne Einheit Q(T(t)) zum Zeitpunkt t freigesetzte temperaturabhän gige Hydratationswärmeenergie in J Qpot maximal freisetzbare Hydratationswärme in J Sowohl der Widerstand als auch die Zwangseinwirkung ändern sich zeitlich, wodurch die Nachweise zu den maß geblichen Zeitpunkten zu führen sind. Aus diesem Grund sollten zumindest die Fälle früher und später Zwang bei der Bemessung getrennt betrachtet werden, Meier [14]. Einen erheblichen Einfluss auf die Temperaturentwick lung haben die thermischen Randbedingungen, da die Reaktionsgeschwindigkeit der Hydratation abhängig von der Temperatur ist. Bei niedrigen Temperaturen läuft die Hydratation langsamer ab, wodurch auch die Tempera turdifferenz im Querschnitt geringer ist. Die Hydratation des Zements ist ein exothermer Prozess. Die dabei entste henden, örtlich und zeitlich variablen Temperaturfelder führen in Betonbauteilen zu lastunabhängigen Dehnun gen. Die Geschwindigkeit der Reaktion kann allgemein durch die Arrhenius-Gleichung bestimmt werden:  EA  1 –  

 

k(T ) = e  R  293 273–T   (2) mit: EA R T

Aktivierungsenergie in J mol–1 Gaskonstante in J mol–1 K–1 Temperatur K

Die Aktivierungsenergie wird unter 20 °C temperaturab hängig verringert (vgl. Gl. (2)). Der Grundwert der Akti vierungsenergie ist abhängig von der Zementart. Einige Werte für die Aktivierungsenergie sind in Tab. 1 ange führt. Das Wärmefreisetzungspotenzial eines Betons ist abhän gig von der Zementart und dem Zementgehalt. Es ist über Tab. 1

Aktivierungsenergie verschiedener Zementarten nach Röhling [15] und Garcia et al. [16] Activation Energy of Cement Types, Röhling [15] and Garcia et al. [16]

Zementart

Aktivierungsenergie in kJ/mol

CEM I

33,50 [15]

CEM III/A

36,83 [15]

CEM III/A (mit 50–64 % Klinkergehalt)

41,03 [15]

CEM III/A (mit 35–49 % Klinkergehalt)

45,23 [15]

CEM IV/A 32,5 N/SR

28,49 [16]

Bild 1

Hydratationswärmeentwicklungen unterschiedlicher Bindemittel, nach [17] Released thermal energy for different cement types, according to [17]

Laborversuche oder entsprechend den Herstellerangaben abschätzbar. In Bild 1 ist die Hydratationswärmeentwick lung für verschiedene Zemente dargestellt.

Bild 3

2.2

Querschnittsmitte betrug 29,7 °C, vgl. [8]. In Bild 2 ist eine Temperaturmessung dargestellt, die an den Sperren in Bild 3 durchgeführt wurde.

Temperaturen und Spannungen im Beton

Die Frischbetontemperatur beeinflusst die Hydratation und damit die Entwicklung der Temperatur sowie der mechanischen Eigenschaften entscheidend. Durch eine geringere Frischbetontemperatur kann die Rissbildung vermindert werden. Im Herbst 2013 wurden in Südtirol an in Bau befind lichen Wildbachsperren Temperaturmessungen im erhär tenden Beton durchgeführt [8]. Dazu wurden in Bauteil mitte und am Bauteilrand auf Höhe der Bewehrungslage Temperatursensoren eingebaut. Die Fundamentdicke so wie die Wanddicke betrugen 1,5 m. Die maximal gemes sene Betontemperatur in der Querschnittsmitte der Wand betrug 50,7 °C. Die maximale Temperaturerhöhung in der

Wildbachsperre mit 1,5 m Querschnittshöhe [18] Torrent Control Barrier with statically effective height 1,5 m [18]

Durch die Wärmefreisetzung im Beton entstehen Deh nungen. Da die Temperaturverteilung im Querschnitt zeitlich und räumlich nichtlinear ist, kommt es zu Deh nungen, denen der Querschnitt nicht folgen kann, und dadurch zu nichtlinearen Spannungen, die als innerer Zwang bezeichnet werden. Bild 4 zeigt schematisch den Spannungsverlauf bei inne rem Zwang in einem 4 m mächtigen Querschnitt zu ver schiedenen Zeitpunkten. Die maximalen Zugspannungen im Randbereich treten nach vier Tagen auf und bauen sich nach 14 Tagen ab. Darüber hinaus (105 Tage) treten die Zugspannungen im Kern auf und die Randzonen wer den gedrückt. Ist die Verformung eingeschränkt, was beispielsweise bei einer Wand, die auf einem bereits vorhandenen Funda ment oder zwischen bereits betonierten Abschnitten er richtet wird, der Fall ist, kann sich diese temperatur abhängige Verformung nur unvollständig einstellen. Die dadurch auftretenden Zwangsspannungen werden als äußerer Zwang bezeichnet.

Bild 2

Temperaturmessungen an einer Wildbachsperre mit 1,5 m Quer schnittshöhe Temperature measurement at a torrent control barrier with statically effective height 1,5 m

Die Temperaturentwicklung ist somit entscheidend für die Entwicklung von Dehnung, Spannung und Rissbil dung im jungen Beton. Die unter einer definierten Pro zesstemperatur freigesetzte Wärme ist abhängig von der verwendeten Betonzusammensetzung, wobei Zement gehalt und Zementart eine entscheidende Rolle spielen. Niedrige Umgebungs- und Frischbetontemperaturen füh ren zu geringeren Temperaturdifferenzen und folglich zu niedrigeren Spannungen, vgl. [15 und 19]. Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 43

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E. Strieder, R. Hilber, R. Murr, K. Bergmeister: Entwicklung der Materialeigenschaften im jungen Massenbeton Tab. 2

Bild 4

Schematische Darstellung der Spannungsverteilung im Querschnitt zu bestimmten Zeitpunkten, nach [1] Schematic stress distribution in the cross-section at different time. According to [1]

Als Betonrezepturen wurden Betone gewählt, die hin sichtlich des Bindemittelgehaltes der Expositionsklasse XF3 [20] entsprechen, Tab. 2. Als Bindemittel wurden Zemente verwendet, die lokal verfügbar sind und ande rerseits entsprechend ihrer Zusammensetzung (geringer Klinkergehalt usw.) eine geringe Temperaturentwicklung erwarten ließen. Es wurden die in Tab. 3 angeführten Bin demittel und Bindemittelkombinationen verwendet. Die Bindemittelkombination CEM IV/A (V) + AHWZ be stand zu 80 % aus CEM IV/A (V) und zu 20 % aus aufbe reiteten hydraulisch wirksamen Zusatzstoffen (AHWZ). Die Bindemittel CEM IV/B (P), CEM III/A und CEM III/B werden ohne anteilsmäßigen Ersatz von Bin demittel verwendet. Dabei ist anzumerken, dass die Ver wendung von CEM IV in Deutschland [21] und Öster reich [22] derzeit nicht für tragende Stahlbetonbauteile zulässig ist. In Italien ist durch [20] keine Einschränkung des Zementtyps gegeben, sehr wohl jedoch ein gegenüber der EN 206 [23] erhöhter Bindemittelgehalt. Als aufberei teter hydraulisch wirksamer Zusatzstoff (AHWZ) wurde

Tab. 3

Parameter

Wert

Einheit

Zement

340

kg/m3

Zuschlag 0/32

1852

kg/m3

Wasser

183

kg/m3

FM (Glenium Sky 707)

4,08

kg/m3

LP (Master Air 9030)

0,85

kg/m3

das Produkt Hydraulit M verwendet, ein Kombinations produkt aus Hochofenschlacke und Steinkohleflugasche.

2.4

2.3 Betonrezeptur

Materialparameter in der Simluation Material properties used in the simulation

Materialeigenschaften der Betone

Die zeitliche Entwicklung der Materialparameter Druck festigkeit, Zugfestigkeit und E-Modul wurden für be stimmte Zeitpunkte (z. B. 3, 7, 14, 28, 56 Tage) mittels Laborversuchen (Versuchsserien mit je 3 Prüfkörpern) bestimmt [25]. Die Prüfungen des drei und sieben Tage alten Betons sind wichtig, um die frühe Entwicklung der Materialparameter darstellen zu können. Die Rissbildung in der Randzone des Bauteils (Bild 4) kann, wie auch FE-Berechnungen nahelegen, durchaus vor dem dritten Tag auftreten. Daher wäre eine zusätzliche Prüfserie zur Bestimmung der Materialeigenschaften im frühen Alter (z. B. 1 Tag) zielführend, um die Materialentwicklungs funktionen auch in diesem Bereich zu kalibrieren. Der E-Modul wird bestimmt, damit die Spannungen und Deh nungen bei der Hydratation abhängig von einem nicht linearen E-Modul berechnet werden können. Die Ent wicklung der Zugfestigkeiten ist die Grundlage zur Bestimmung von Risszeitpunkt und Rissverteilung. Die 28-Tages-Serie ist ein guter Vergleichswert, der der Ge genüberstellung mit bereits verwendeten Betonrezeptu ren dienen kann. Die Serien mit höherem Betonalter

Verwendete Bindemittel Used Cement

Bindemittel

Zementart

Bezeichnung nach EN 197-1 [24]

CEM IV/A (V) + AHWZ

80 % CEM IV/A (V) 42,5 R

Puzzolanzement mit einem Klinkergehalt zwischen 56 und 89 % und einem kieselsäurereichen Flugaschegehalt von 11 bis 35 %, der Festig keitsklasse 42,5 und mit hoher Anfangsfestigkeit

20 % AHWZ CEM IV/B (P)

100 % CEM IV/B (P) 32,5 R

Puzzolanzement mit einem Klinkergehalt zwischen 45 und 64 % und einem natürlichen Puzzolangehalt von 36 bis 55 %, der Festigkeits klasse 32,5 und mit hoher Anfangsfestigkeit

CEM III/A

100 % CEM III/A 32,5 N

Hochofenzement mit einem Klinkergehalt zwischen 35 und 64 % und einem Hüttensand-Anteil von 36 – 65 %, der Festigkeitsklasse 32,5 und mit üblicher Anfangsfestigkeit

CEM III/B

100 % CEM III/B 32,5 N - SR

Hochofenzement mit einem Klinkergehalt zwischen 20 und 34 % und einem Hüttensand-Anteil von 66 – 88 %, der Festigkeitsklasse 32,5 und mit üblicher Anfangsfestigkeit und hohem Sulfatwiderstand

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

(56 Tage) wurden durchgeführt, da das Beurteilungsalter für die Festbetoneigenschaften von massigen Bauteilen aus Beton entsprechend [26] auf mehr als 28 Tage ange hoben werden darf. Die Bestimmung der Wärmeener giefreisetzungsrate erfolgte kontinuierlich zumindest für die ersten drei Tage. Bei einer signifikanten Wärmefreiset zung nach dem abgeschlossenen dritten Tag wurde der Messzeitraum auf sieben Tage erweitert. Für eine nachfolgende FE-Berechnung der Spannungen muss der Materialwert zu jedem Zeitpunkt definiert sein; daher wurde eine Funktion mittels Regressionsanalyse an die Messwerte angepasst, mit der die Materialkennwerte zu jedem Zeitpunkt beschrieben werden konnten.

2.4.1 Entwicklung der Festigkeiten und Steifigkeiten Die Betondruckfestigkeit wurde an Würfeln mit den Ab messungen 150 × 150 × 150 mm3 bestimmt. Die Zugfes tigkeit wurde im Versuch als Spaltzugfestigkeit ermittelt und näherungsweise mit dem Faktor 0,9 in die zentrische Zugfestigkeit umgerechnet [5]. Elastizitätsmodul und Spaltzugfestigkeit wurden an Zylindern mit 150 mm Durchmesser und 300 mm Höhe ermittelt. In Bild 5 ist die zeitliche Entwicklung der Materialparameter darge stellt. Die Materialentwicklungsfunktionen ergeben sich mit den in Tab. 4 angegebenen Parametern und Gl. (3) [11].

y(teff ) = y∞ e mit: y(teff) teff y∞ te a

  α – τ e   t    eff    

(3)

Materialparameter als Funktion von teff effektive Zeit über Regressionsanalyse bestimmter Parameter über Regressionsanalyse bestimmter Parameter über Regressionsanalyse bestimmter Parameter

Bei massigen Bauteilen sollen Betone der Festigkeitsklas sen C20/25–C30/37 verwendet werden, vgl. DIN 19702 [27] bzw. ONR 24802 [28]. Für die Festbetoneigenschaf ten von Massivbauwerken im Wasserbau DIN 19702 [27], deren Betone der DAfStb Richtlinie „Massige Bauteile aus Beton“ [26] entsprechen, darf die Bestimmung der Druckfestigkeit sowie aller anderen Festbetoneigenschaf ten im Alter von 56 Tagen oder darüber (91 Tage) erfol gen. Dies ermöglicht die Verwendung von langsam erhär tenden Betonen. Die Hydratation des Betons ist bei langsam erhärtenden Bindemitteln nach 28 Tagen keinesfalls abgeschlossen. Anhand der Druckfestigkeitsentwicklung zwischen dem 28. Tag und dem 56. Tag kann die Nacherhärtung ver deutlicht werden, wie auch in [29] angeführt. In Bild 6 ist die relative Druckfestigkeitsentwicklung bezogen auf den 28-Tages-Wert dargestellt.

Bild 5

Materialparameter Messwerte und gefittete Funktionen Material properties measurements and fitted functions

2.4.2 Temperaturentwicklung der Betone Im hydratisierenden Beton wurde der adiabatische Tem peraturanstieg gemessen. Der adiabatische Temperatur anstieg spiegelt die Temperaturentwicklung im Probe körper wider, wenn keine Wärme vom Probekörper in die Umgebung abfließt. Um das Abfließen der Wärme zu verhindern, wird folgender Versuchsaufbau angewandt: Im Probekörper ist ein Temperaturfühler einbetoniert, der die Temperatur aufzeichnet. Die Temperatur des Wasserbades, das den Probekörper umgibt, wird auf die selbe Temperatur erwärmt, die der Sensor im Proben inneren misst. Dadurch kann der Wärmeübergang am Rand des Betonkörpers unterbunden und eine Messung Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 45

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E. Strieder, R. Hilber, R. Murr, K. Bergmeister: Entwicklung der Materialeigenschaften im jungen Massenbeton Tab. 4

Parameter für die exponentiellen Materialentwicklungsfunktionen Parameter for exponential material property development

CEM III/A

CEM III/B

CEM IV/A + AHWZ

CEM IV/B

Einheit SI

fc∞

84,2

45,0

68,4

55,0

N/mm2

τe,fc

9,03E+05

5,90E+05

1,08E+06

1,02E+06

αfc

0,61

0,39

0,46

0,60

–

fct,∞

3,66

3,42

3,09

2,51

N/mm2

τe,fct

3,48E+05

3,33E+05

3,02E+05

αfct

1,10

–

E∞

42000

34300

32100

N/mm2

τe,fct

2,57E+05

1,81E+05

1,51E+05

1,81E+05

αfct

1,00

–

Parameter Druckfestigkeit (fcc)

Zugfestigkeit (fct)

E-Modul (E)

Der Zusammenhang zwischen der gemessenen Tempera tur und der freigesetzten Wärmeenergie je kg Zement wurde über die Wärmekapazität und die Dichte des Betons sowie den Zementgehalt im Beton hergestellt.

Bild 6

Relative Entwicklung der Betondruckfestigkeit bezogen auf den 28-Tages-Wert Relative development of concrete strength based on the 28 days value

unter adiabatischen Bedingungen gewährleistet werden. Der Temperaturanstieg im Inneren des Probekörpers wird aufgezeichnet. Grundlage für die Versuchsdurchfüh rung ist der Entwurf der EN 12390-15 [30].

Tab. 5

Die Messwerte (Bild 7) zeigen im Vergleich mit den Funktionen (Bild 8) hinsichtlich der Anzahl der Wende punkte im Funktionsverlauf Unterschiede. Die Hoch

Parameter für die exponentielle Wärmeentwicklungsfunktion Parameter for exponential thermal energy development

CEM III/A

CEM III/B

CEM IV/A + AHWZ

CEM IV/B

Einheit

°C

Tmax

43,0

47,7

52,2

48,4

°C

23,0

27,7

32,2

25,4

Q∞

2,46E+05

2,17E+05

2,79E+05

2,11E+05

J/kg Zement

τe,Q

1,21E+05

8,65E+04

8,87E+04

7,30E+04

αQ

0,75

1,27

0,78

0,95

–

Parameter Wärmefreisetzung

Anders als bei den Festigkeits- und E-Modul-Proben kann die Temperatur bei den adiabatischen Temperatur messungen nicht konstant mit annähernd 20 °C angenom men und die temperaturbedingte Reaktionsgeschwindig keit nicht vernachlässigt werden; daher wurde die Ent wicklung der Wärmefreisetzung auf die effektive Zeit be zogen (vgl. Gl. (2)). An die Messwerte wird wie in [31] eine Exponentialfunktion mit der Methode der kleinsten Fehlerquadrate angepasst. Die Parameter der Funktionen sind in Tab. 5 ersichtlich. Die adiabatischen Temperatur messungen am Beton sind in Bild 7 dargestellt. Die auf die effektive Zeit umgerechnete Wärmefreisetzung und die Wärmefreisetzungsfunktionen sind in Bild 8 ersicht lich.

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bindemitteln präsentiert, die aufgrund ihrer Eigenschaf ten zur Reduktion der Mindestbewehrung beitragen kön nen. Aus den umfangreichen durchgeführten Studien werden die Prüfergebnisse der zeitlichen Entwicklung der mechanischen Materialeigenschaften Druckfestigkeit, Zugfestigkeit und Elastizitätsmodul sowie die Wärmefrei setzungsrate der Versuchsbetone dargestellt. Für die Zeit verlaufsberechnung der Spannungen und Rissbildungen, die in diesem Forschungsvorhaben durchgeführt wurden, sind Materialentwicklungsfunktionen erforderlich. Die aus den Versuchsdaten ermittelten Materialfunktionen sind Teil dieser Publikation.

Bild 7

Bild 8

Temperaturentwicklung im adiabatischen Betonkalorimeter Temperature development in adiabatic concrete calorimetry

Adiabatische Energiefreisetzung der Versuchsbetone Adiabatic energy release of tested concretes

ofenzemente zeigen dabei eine erheblich größere Abwei chung als die Puzzolanzemente. Diese Abweichungen sind auf das unterschiedliche Reaktionsverhalten der Zementbestandteile (Klinker und Hüttensand) zurückzu führen, wodurch sich ein Kurvenverlauf ergibt, der sich mit dieser Exponentialfunktion nicht ausdrücken lässt. Eine Methode, beide Reaktionskomponenten zu berück sichtigen, kann wie in [32] angeführt implementiert werden. Dies bedarf allerdings einer genaueren Unter suchung des Bindemittels.

Zusammenfassung und Beurteilung

Zur Verringerung der Kosten von Stahlbeton-Schutzbau werken im Wasserbau wurden Grundlagen zur Optimie rung der Mindestbewehrung erforscht. Der seit Längerem bekannte Sachverhalt, dass sich die Bindemittelwahl auf die Materialentwicklung und damit auf die Rissbildung auswirkt, konnte bestätigt werden. In diesem Beitrag wer den die Ergebnisse von Versuchen mit unterschiedlichen

Auf Basis der Versuchsergebnisse mit den unterschied lichen Bindemitteln ergibt sich hinsichtlich der Wärme energiefreisetzung eine Präferenz für den CEM III/A 32,5 N. Wider Erwarten ergab die adiabatische Wärme entwicklung des CEM III/B 32,5 N einen höheren Tem peraturanstieg als die des CEM III/A 32,5 N, was mögli cherweise durch die nicht abfließende Wärme und den hohen Hüttensandgehalt bedingt ist. Die Bindemittel kombination 80 % CEM IV/A (V) 42,5 R + 20 % AHWZ bringt verglichen mit den anderen Bindemitteln den höchsten adiabatischen Temperaturanstieg. Das Binde mittel CEM IV/B (P) 32,5 R liefert einen etwas geringeren Temperaturanstieg als das Bindemittel CEM III/B 32,5 N, jedoch auch entscheidend niedrigere Festigkeiten. Die erreichten Festigkeiten liegen weit über den für Wild bachsperren [33] und Wasserbauwerken [27] erforder lichen Werten (C30/37) und lassen daher bezüglich der Druckfestigkeit eine Reduktion des Zementgehaltes zu. Die Nacherhärtung des Betons nach 28 Tagen zeigt mit der stärksten Ausprägung bei Verwendung des CEM III/A, dass mit der Anhebung des Beurteilungsalters auf 56 Tage eine zusätzliche Reduktion des Zementgehaltes erfolgen kann. Der Beton mit dem Bindemittel CEM III/A entspricht nach 56 Tagen bereits in etwa einem C50/60. In der ONR 24802 wird für Querschnitte mit ei ner Dicke von mehr als 1,5 m eine maximale Betonfestig keitsklasse von C30/37 zugelassen, die mit diesem Beton weit überschritten wäre. Die hohe Festigkeit, die grund sätzlich für Massenbetonbauteile nicht angestrebt wird, kommt aus der nicht auf Massenbetonbauteilen zuge schnittenen Forderung der EN 206 [23] hinsichtlich des Mindestzementgehalts von 320 kg Zement je m3 Beton zur Einhaltung der Expositionsklasse XF3. Für die Expo sitionsklasse XF1 gilt nach EN 206 ein Mindestzementge halt von 300 kg/m3. Die Eignung eines Betons ist in erster Linie von der An wendung abhängig. Sollen Konstruktionen mit minimier ter Risse verteilender Bewehrung ausgeführt werden, so ist eine geringe Wärmeentwicklung in Kombination mit einer geringen Zugfestigkeit wünschenswert, da die zum Risszeitpunkt von der Bewehrung aufzunehmende Span nung linear mit der Betonzugfestigkeit steigt. Damit ist gewährleistet, dass ein zusätzlicher Riss entsteht, bevor die Dehnung der Bewehrung im Riss ein unerwünschtes Maß annimmt und zu einem unzulässig breiten Riss führt. Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 47

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„Beton nach Eigenschaften“ der EN 206 [23] gesondert nachgewiesen werden. Wenn es das Ziel ist, möglichst auf Risse verteilende Be wehrung zu verzichten, werden andere Entwicklungen der Betoneigenschaften angestrebt. In diesem Fall muss die Zugfestigkeit des Betons in allen Phasen der Hydrata tion größer sein als die auftretenden Zugspannungen. Es ist dazu ein Beton mit geringer Wärmeentwicklung kom biniert mit einer schnellen Zugfestigkeitsentwicklung zielführend. Diesen Anforderungen wird bei den geprüf ten Betonen am ehesten der CEM III/A gerecht. Bild 9

Erforderliche Bewehrung zur Rissbreitenbegrenzung abhängig vom Bindemittelgehalt Required reinforcement to control cracks width depending on cement type

Für die Versuchsbetone wurde die Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung an einem 1,5 m dicken Quer schnitt mit dem verformungsbasierten Ansatz nach [34] berechnet, Bild 9. Diese Berechnung zeigt, dass der Beton mit dem Bindemittel CEM IV/B zur geringsten erforderli chen Mindestbewehrung führt. Aufgrund der Normensi tuation und der Verfügbarkeit ist ein Beton mit dem Bin demittel CEM III/A eine Alternative. Für Massenbeton bauteile könnten die Eigenschaften zur Frührissbildung bei einer Bindemittelreduktion verbessert werden, da da durch eine geringere Zugfestigkeit und eine geringere Wärmefreisetzung zu erwarten sind. Die Eignung eines Betons mit reduziertem Bindemittelgehalt z. B. hinsicht lich der Expositionsklasse XF3 müsste nach dem Konzept

Eine Aussage, welches Bindemittel sich für einen kon kreten Anwendungsfall im Massenbeton bestens eignet, kann mit den Materialversuchen alleine nicht getroffen werden, da damit nicht alle Spannungszustände mit den gleichzeitig auftretenden Materialeigenschaften über lagert werden können. Daher wurde eine begleitende FE-Simulation durchgeführt, bei der es möglich ist, die gemeinsame Entwicklung von Materialeigenschaften (E-Modul, Festigkeit etc.) und Zuständen (Spannungen, Dehnungen) zu berücksichtigen. Eine Veröffentlichung von Berechnungsergebnissen ist geplant.

Dank Die Autoren bedanken sich bei Dr. Rudolf Pollinger, DI Jürgen Schäfer und Franz Gruber von der Agentur für Bevölkerungsschutz, Autonome Provinz Bozen für die Initiierung und Unterstützung des Forschungsvor habens „Verringerung der Kosten von Stahlbeton – Schutzbauwerke im Wasserbau – Mindestbewehrung“.

Literatur [1] Bödefeld, J.: Rissmechanik in dicken Stahlbetonbauteilen bei abfließender Hydratationswärme. Mitteilungsblatt Bun desanst. für Wasserbau, Bd. Nr. 92, 2010. [2] Zahn, F. A.; Wochner, M.: Betrachtungen zur rechnerischen Rissbreite bei frühem und spätem Zwang und bei geometrischen Schwachstellen. Beton- und Stahlbetonbau 111 (2016), Heft 3, S. 132–140. [3] Schlicke, D.; Tue, N. V.: Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite unter Berücksichtigung des tatsäch lichen Bauteilverhaltens. Beton- und Stahlbetonbau 111 (2016), Heft 3, S. 120–131. [4] Schlicke, D.; Tue, N. V.: Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite unter Berücksichtigung des tatsäch lichen Bauteilverhaltens. Beton- und Stahlbetonbau 111 (2016), Heft 4, S. 210–220. [5] Deutsches Institut für Normung, EN 1992-1-1:2011-01, Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbetonund Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. 2011. [6] Polónyi, S.: Zuviel Stahl im Beton? Beton- und Stahl betonbau 109 (2014), Heft 9, S. 628–636. [7] Putke, T.; Bergmeister, K.; Mark, P.: Wirtschaftliches Konstruieren und Bewehren. In: Beton-Kalender 2016, Wil

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

helm Ernst & Sohn, Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, 2016, S. 695–739. [8] Bergmeister, K.; Hilber, R.; Strieder, E.: Endbericht – Forschungsprojekt Nr. 875-15-012 Verringerung der Kosten von Stahlbeton – Schutzbauwerke im Wasserbau – Mindestbewehrung. 2016. [9] Rostásy, F. S.; Krauss, M.: DAfStb Heft 520 Frühe Risse in massigen Betonbauteilen; Ingenieurmodelle für die Planung von Gegenmaßnahmen. 1. Aufl., Bd. 520, Berlin [u. a.]: Beuth, 2001. [10] Rostásy, F. S.; Krauss, M.; Budelmann, H.: Planungswerkzeug zur Kontrolle der frühen Rißbildung in massigen Betonbauteilen, Teil 3: Eigenschaften und Stoffmodelle jungen Betons. Bautechnik 79 (2002), H. 9, S. 641–647. [11] Riis, K.; Spange, H.; Hougard Hansen, J.: HETEK – Control of Early Age Cracking of Concrete Phase 6: Early Age Properties of Alternative Concrete, Bd. 114. The Danish Road Directorate’s Research Programme HETEK, 1997. [12] International Federation for Structural Concrete, Fib model code for concrete structures 2010. Berlin: Ernst & Sohn 2013. [13] De Schutter, G.; Kovler, K.: Short term mechanical properties in Early Age Cracking in Cementitious Systems. Re

port of RILEM Technical Committee TC 181-EAS: Early age shrinkage induced stresses and cracking in cementi tious systems, A. Bentur, Hrsg. 2003. [14] Meier, A.: Der späte Zwang als unterschätzter – aber maßgebender – Lastfall für die Bemessung. Beton- und Stahl betonbau 110 (2015), Heft 3, S. 179–190. [15] Röhling, S.: Zwangsspannungen infolge Hydratationswärme. 2., Durchges. Erw. Aufl., Düsseldorf: Verl. Bau + Tech nik, 2009. [16] García, A.; Castro-Fresno, D.; Polanco, J. A.: Evolution of penetration resistance in fresh concrete. Cem. Concr. Res., Bd. 38, Nr. 5, S. 649–659, 2008. [17] Verein Deutscher Zementwerke e.V. (Hrsg.): Zement Taschenbuch 2002. Düsseldorf: Verlag Bau+Technik, 2002. [18] Schäfer, J.: Foto Winnebachsperren. 2016. [19] Nietner, L.: Symposium Beherrschung von Rissen in Beton. 7. Symposium Baustoffe und Bauwerkserhaltung, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), 23. März 2010; Beherrschung von Rissen in Beton, Karlsruhe: KIT Scienti fic Publ., 2010. [20] UNI 11104:2004-02, Calcestruzzo – Specificazione, prestazione, produzione e conformità – Istruzioni complementari per l’applicazione della EN 206-1. [21] DIN 1045-2 2008-08 Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 2: Beton – Festlegung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität – Anwendungsregeln zu DIN EN 206. [22] ÖNORM B 4710-1:2007-10 Beton Teil 1: Festlegung, Herstellung, Verwendung und Konformitätsnachweis (Regeln zur Umsetzung der ÖNORM EN 206-1 für Normal- und Schwerbeton). [23] Deutsches Institut für Normung, EN 206:2013-07, Beton – Festlegung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität. Berlin, 2013. [24] Deutsches Institut für Normung, DIN EN 197-1:2011-11, Zement – Teil 1: Zusammensetzung, Anforderungen und Konformitätskriterien von Normalzement. Berlin, 2011. [25] Strieder, E.: Modelling creep behaviour of young concrete. Poster, Simulia regional user meeting. Wien, 2015. [26] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, DAfStb-Richtlinie massige Bauteile aus Beton: T.1: Ergänzungen zu DIN 1045-1; T.2: Änderungen und Ergänzungen zu DIN EN. Berlin: Beuth, 2010. [27] Deutsches Institut für Normung, DIN 19702:2013-02 Massivbauwerke im Wasserbau – Tragfähigkeit, Gebrauchstauglickeit und Dauerhaftigkeit. Berlin, 2013. [28] ONR 24802: Schutzbauwerke der Wildbachverbauung – Projektierung, Bemessung und konstruktive Durchbildung. 01-Jän-2011. [29] Zeman, O.; Schwenn, M.; Bergmeister, K.: Zeitliche Entwicklung der Betondruckfestigkeit und ihr Einfluss auf das Tragverhalten von Befestigungen. Beton- und Stahlbeton bau 110 (2015), Heft 6, S. 402–409. [30] Deutsches Institut für Normung, DIN prEN 12390-15:201603 Prüfung von Festbeton – Teil 15: Adiabatisches Verfahren zur Bestimmung der Wärme, die während des Erhärtungsprozesses von Beton freigesetzt wird. Berlin, 2016.

[31] Poulsen, R.; Christiansen, M.: Numerisk simulering af temperatur- og spændingstilstanden i hærdnende betonkonstruktioner. MasterThesis, Aalborg Universitet, Aalborg, 2009. [32] De Schutter, G.; Taerwe, L.: General hydration model for portland cement and blast furnace slag cement. Cem. Concr. Res. 25 (1995), No. 3, pp. 593–604. [33] Austrian Standards Institute, ONR 24802:2011, Schutzbauwerke der Wildbachverbauung Projektierung, Bemessung und konstruktive Durchbildung. Wien, 2011. [34] Bundesanstalt für Wasserbau, Merkblatt: Rissbreitenbegrenzung für frühen Zwang in massiven Wasserbauwerken (MFZ). Karlsruhe, 2011.

Autoren

Dipl.-Ing. Emanuel Strieder Universität für Bodenkultur Institut für konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82 1190 Wien emanuel.strieder@boku.ac.at

Dipl.-Ing. Raimund Hilber ingwien.at engineering GmbH Rotenturmstraße 1–3/6 1010 Wien raimund.hilber@ingwien.at

Dipl.-Ing. Roland Murr Pöyry Infra GmbH Materialversuchsanstalt Strass Oberdorf 103 6261 Strass i. Z. roland.murr@poyry.com

Prof. Dipl.-Ing. DDr. Dr.-Ing.e.h. Konrad Bergmeister Universität für Bodenkultur Wien Institut für konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82 1190 Wien konrad.bergmeister@boku.ac.at

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1 49

BERICHT REPORT

E. Strieder, R. Hilber, R. Murr, K. Bergmeister: Development of Material Properties in Young Mass Concrete

Alles für den Bauingenieur in der Praxis

Angewandte Baudynamik

Tragende Teile aus Glas

Statische Beurteilung historischer Tragwerke Band 1: Mauerwerkskonstruktionen

Statische Beurteilung historischer Tragwerke Band 1: Holzkonstruktionen

Bemessung von Befestigungen in Beton

Bauen mit Betonfertigteilen im Hochbau

Bewertung und Verstärkung von Stahlbetontragwerken

Anwendung der FiniteElemente-Methode im Betonbau

Stahlbeton im Bestand

Leitfaden Straßenbrücken

Mauerwerk Bemessung nach Eurocode 6

Ingenieurholzbau nach Eurocode 5 Ausgewählte Titel auch als

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Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

erhältlich

Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten Aus dem Inhalt Neuer Vorstand der Bay. Ingenieurekammer-Bau gewählt �� 51 Hochschuldozententage 2016 .............................................................. 51 DFG gratuliert Manfred Curbach zum Deutschen Zukunftspreis ..... 52 „Die ETA lohnt sich“ ............................................................................... 53 Konvent der Baukultur 2016 in Potsdam ............................................. 54 VDI-Arbeitskreis Technikgeschichte ................................................... 55 Fritz-Höger-Preis für Backstein-Architektur ...................................... 56 Call for abstracts: 15th International Probabilistic Workshop ......... 56 Veranstaltungskalender ........................................................................ 57

Beton- und Stahlbetonbau aktuell 1/17

NACHRICHTEN

Neuer Vorstand der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau gewählt Prof. Dr.-Ing. habil. Nobert Gebbeken ist neuer Präsident

Prof. Dr.-Ing. habil. Norbert Gebbeken übernimmt das Präsidentenamt von Dr.-Ing. Heinrich Schroeter, der nach knapp zehn Jahren an der Spitze der Kammer nicht mehr kandiert hatte. Gebbeken war zuvor 2. Vizepräsident der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau. In dieser Funktion folgt ihm das langjährige Vorstandsmitglied Dr.-Ing. Werner Weigl. 1. Vizepräsident bleibt Dipl.-Ing. Univ. Michael Kordon. Der neu gewählte Präsident dankte seinem Vorgänger Dr.-Ing. Heinrich Schroeter für die hervorragende Arbeit in den vergangenen zehn Jahren: „Ich trete hier in sehr große Fußstapfen. Die Kammer hat enorme Erfolge erzielt. Daran möchte ich anknüpfen. Ich danke alle Vertreterinnen und Vertretern für Ihre Stimme und Ihr Vertrauen.“ Neu in den Vorstand gewählt wurden Dr.-Ing. Markus Hennecke, Dipl.-Ing. (FH) Klaus-Jürgen Edelhäuser und Dipl.-Ing. Univ. Dieter Räsch. Im Amt bestätigt hat die Vertreterversammlung

Neuer Vorstand für die Bayerische Ingenieurekammer-Bau: das höchste Entscheidungsgremium der Kammer, die Vertreterversammlung, wählte turnus gemäß am 24.11.2016 den Vorstand sowie Präsident und Vizepräsidenten. Einstimmig votierte die Vertreterversammlung für Prof. Dr.-Ing. habil. Norbert Gebbeken als neuen Präsidenten.

Der neu gewählte Vorstand der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau

Dipl.-Ing. (FH) Ralf Wulf, Dipl.-Ing. (FH) Alexander Lyssoudis und Dr.Ing. Ulrich Scholz. Nicht mehr kandidiert hatten neben Dr.-Ing. Heinrich Schroeter auch Univ.-Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer und Dr.-Ing. Heinrich Hochreither. Das Wahlergebnis zeige klar, dass die Mitglieder der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau mit der Arbeit des Vorstands sehr zufrieden seien, freute sich der 1. Vizepräsident Dipl.-Ing. Univ. Michael Kordon: „Das Wahlergebnis ist eine großartige Bestätigung unserer Arbeit. Wir werden uns weiterhin inten-

siv für die Belange der am Bau tätigen Ingenieure einsetzen. Die Vorstandsmitglieder sind beruflich in unterschiedlichen Bereichen aktiv und bilden damit die Vielfalt der Mitglieder ab. So werden alle Interessen ideal vertreten. Doch nicht nur die Fachkompetenz ist gegeben, auch die Chemie im Vorstand stimmt“. Mit Blick auf die drei neuen Vorstandsmitglieder sagte der 2. Vize präsident Dr.-Ing. Werner Weigl: „Wir freuen uns auf die Impulse und Ideen der neuen Kollegen. Frischer Wind tut immer gut. Ich bin sicher, dass wir auch weiterhin alle an einem Strang ziehen werden.“

NACHRICHTEN

Hochschuldozententage 2016: Fachtagung in Mannheim mit Exkursion zum El Dorado der Betonsandwichgebäude „Eastsite“ Alle zwei Jahre laden das InformationsZentrum Beton (IZB) und die Fachver einigung Deutscher Betonfertigteilbau e.V. (FDB) mit Unterstützung der Fördergemeinschaft für die Information der

Hochschullehrer für das Bauwesen e.V. (FIHB) die Hochschuldozenten aus Deutschland zur traditionellen Fach tagung ein. In diesem Jahr kamen rund 70 Lehrende von Hochschulen aus den

Fachbereichen Bauingenieurwesen und Architektur nach Mannheim und informierten sich über aktuelle Entwicklungen.

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BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell Zum Start der Vorträge wurde zum Upgrade des Planungsatlas Hochbau (www.planungsatlas-hochbau.de) unter anderem die Beta-Version des neuen Schallschutzrechners vorgestellt. Weitere Inhalte der Vorträge am Vormittag waren Toleranzen und Passungsberechnungen für Betonfertigteile sowie Beispiele für besonders große Abmessungen im Fertigteilbau unter dem Motto „Höher, schwerer, weiter“. Nach dem Mittagessen ging es gewohnt praxisnah weiter: Es wurden die Besonderheiten bei der Tübbing-Produktion für den Albaufstieg im Zusammenhang mit der ICE Neubau strecke Stuttgart – Ulm, beim Bau des Aufzugtestturms in Rottweil sowie bei der Errichtung eines Hybridturms aus Beton zur kombinierten Wind-/Wasserkraftnutzung erläutert. Der dritte und letzte Vortragsblock diente zur Vorbereitung auf die Exkursionen am nächsten Tag. Er stellte die Gebäude auf der Eastsite, einem neuartigen Gewerbegebiet in Mannheim-Neuostheim, das sich vor ca. elf Jahren mit dem Bau des ersten von mittlerweile elf Objekten, dem Bauvor haben Eastsite 1, aus einer Industrie brache zu einem hochbeliebten Viertel für Büros, Verwaltung, Labore und klei-

neren Gewerbeflächen entwickelt hat, unter dem Gesichtspunkt der Entwicklungen im energieeffizienten Bauen sowie in der Konstruktion und Bautechnik mit Betonsandwichelementen vor. Von der Umsetzung dieser Entwicklungen in die Praxis auf der Eastsite konnten sich die Teilnehmer der Exkursionen selbst ein Bild machen; bei der Führung „Konstruktion und Bautechnik“ wurde unter dem Motto „Baustelle live“ das Gebäude Eastsite 11 besichtigt. Dipl.-Ing Christoph Suttrop von der ausführenden Firma der Betonfertigteile, Dreßler Bau GmbH, erläuterte dabei alle Detailfragen zur Konstruktion des zweiten Gebäudes im Quartier, das mit dünnwandigen textilbewehrten Sandwichelementen gebaut wird. In kleinen Gruppen konnten alle Teilnehmer das Gerüst erklimmen und sowohl die laufende Baustelle als auch die innovativen Anschlussdetails aus der Nähe betrachten. Zur Führung der Gruppe „Architektur und Städtebau“ besichtigten die Hochschuldozenten das gesamte Quartier mit den 11 Bürogebäuden sowie auch das Innere einiger Gebäude. Hier wurde bei

Gestaltung und Tragwerksplanung viel Wert auf die Verwendung von Beton fertigteilelementen, die größtenteils in Sichtbeton ausgeführt wurden, gelegt. Architekt Dominik Wirtgen, Büroleiter Mannheim aus dem Hause Fischer Architekten, der für die Planung der Umstrukturierung des alten Gewerbegebietes und für den Bau der Verwaltungskomplexe zum großen Teil verantwortlich zeichnet, führte die Tour und vermittelte realitätsnahes Wissen über die städtebauliche Planung des kompletten Viertels, die darauf ausgerichtet ist, dass möglichst viele Arten der Gebäudenutzung möglich sind und dass überall frei zugängliche Plätze entstehen, die die Nutzer der Gebäude zu Entspannungspausen und zur Kommunikation unter einander einladen. Besonderen Ehrgeiz legten die Planer darauf, dass bei allen Gebäuden die jeweils zum Bauzeitraum aktuell geltenden ENEV-Verordnungen bis zu 50 % unterschritten wurden. Mit Betonsandwichelementen ließ sich diese Zielsetzung augenscheinlich optimal umsetzen – sowohl unter energetischen als auch unter architektonischen, ja sogar unter ökonomischen Gesichtspunkten.

NACHRICHTEN

DFG gratuliert Manfred Curbach zum Deutschen Zukunftspreis Dresdner Bauingenieur und Team vom Bundespräsidenten ausgezeichnet / „Ausweis für große Bedeutung von Grundlagenforschung“

Gemeinsam haben die drei Wissenschaftler maßgeblich eine Alternative zum herkömmlichen Stahlbeton entwickelt. Ihr neuartiger Beton-Verbundwerkstoff enthält statt des korrosionsanfälligen Stahls Carbon. Dieses Material, ein Gelege aus feinen Kohlenstofffasern, ist leichter und gleichzeitig langlebiger als Stahl. Aus Carbonbeton gefertigte Bauteile können daher zum einen deutlich schlanker ausfallen – zum anderen

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Die Deutsche Forschungsgemeinschaft (DFG) gratuliert dem Dresdner Bauingenieur Professor Dr.-Ing. Manfred Curbach zum Deutschen Zukunftspreis 2016. Curbach und sein Team wurden am Mittwoch, dem 30. November 2016, unter drei Kandidaten für den „Deutschen Zukunftspreis – Preis des Bundespräsidenten für Technik und Innovation“ ausgewählt. Bundespräsident Dr. h.c. Joachim Gauck überreichte die mit 250 000 Euro dotierte Auszeichnung am gestrigen Abend in Berlin an den Wissenschaftler von der Technischen Universität Dresden und seine Kollegen, Professor Dr.-Ing. Chokri Cherif und Professor Dr.-Ing. Peter Offermann.

(v.l.n.r.) Prof. Dr.-Ing. habil. Dipl.-Wirt. Ing. Chokri Cherif, Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach, Bundespräsident Joachim Gauck, Prof. Dr.-Ing. habil. Peter Offermann

verlängert sich die Lebensdauer der errichteten Bauwerke. DFG-Präsident Strohschneider: „Aus Sicht der DFG ist die Auszeichnung ein

Ausweis für die große Bedeutung von Grundlagenforschung auch in Zeiten, in denen Wissenschaft zunehmend in einen Kontext wirtschaftlicher Verwertungslogiken gestellt wird. Manfred Curbach

BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell und sein Team haben den von ihnen entwickelten Beton-Verbundwerkstoff von der Grundlagenforschung hin zur großflächigen Anwendung innerhalb der Baubranche geführt – dies macht deutlich, welches Potenzial auch in grundlegenden Forschungen stecken kann.“ Die jetzt ausgezeichneten Forscher und ihr Projekt „Das faszinierende Material Carbonbeton – sparsam, schonend, schön“ waren von der Leopoldina – Nationale Akademie der Wissenschaften für den Deutschen Zukunftspreis vorgeschlagen worden. Manfred Curbach wird von der DFG seit Jahren in mehre-

ren Projekten gefördert. Er war von 1999 bis 2011 Sprecher des Sonderforschungsbereichs „Textile Bewehrungen zur bautechnischen Verstärkung und Instandsetzung“, in dem wesentliche wissenschaftliche Grundlagen für den jetzigen Carbonbeton gelegt wurden, und ist aktuell Sprecher des Schwerpunktprogramms „Leicht Bauen mit Beton“. Curbach war zudem von 2002 bis 2008 Mitglied des Senats der DFG. Zurzeit ist er Sprecher des DFG-Fachkollegiums „Bauwesen und Architektur“. Zuletzt wurde 2012 ein von der DFG vorgeschlagenes Forscherteam um Pro-

fessor Birger Kollmeier von der Universität Oldenburg für die Weiterentwicklung von Hörgeräten ausgezeichnet. Mit dem Deutschen Zukunftspreis würdigt der Bundespräsident seit 1997 in jedem Jahr eine innovative Forschungsleistung und ihre marktfähige technologische Entwicklung. Der Verlag Ernst & Sohn und die Redaktion von Beton- und Stahlbetonbau gratulieren Herrn Prof. Curbach sehr herzlich. Prof. Curbach ist dem Verlag seit vielen Jahren u.a. als Mitglied des wissenschaftlichen Beirats dieser Zeitschrift eng verbunden.

NACHRICHTEN

„Die ETA lohnt sich“ DIBt-Symposium – EUROPÄISCHE TECHNISCHE BEWERTUNG – 7. November 2016 – DIBt, Berlin Unter dem Motto „Die ETA – unabhängig, bauaufsichtlich anerkannt, europäisch“ diskutierten am 7. November 2016 Vertreter der deutschen Bauaufsicht, der EU und der Bauwirtschaft, Hersteller, Anwender, Prüfer und Sachverständige über Nutzen, Funktion und Verfahren der Europäischen Technischen Bewertung (ETA). Der Dialog entspann sich zunächst im Plenum anhand von fünf Fachvorträgen, die die ETA aus unterschiedlichen Perspektiven – aus Sicht des DIBt, der Europäischen Kommission, der Hersteller und der bauausführenden Industrie – beleuchteten. Am Nachmittag hatten die rund 120 Teilnehmer Gelegenheit, das Gespräch in Fachworkshops zu den Themen Spannverfahren, Umweltverträglichkeit von Betonausgangsstoffen, Gesundheitsschutz, Technische Gebäudeausrüstung und Holzbau fortzusetzen und zu vertiefen. Bereichernd und beruhigend waren für ETA-unerfahrene Symposiumsteilnehmer die Rückmeldungen aus der Befestigungstechnik, einem Bereich, in dem seit mehr als 18 Jahren ETAs ausgestellt werden. Von Herstellern, Verbandsvertretern und Sachbearbeitern kam hier – ungeachtet aller Detail- und Verfahrensfragen – ein klares Ja zur ETA. Die Unterlagen zur Veranstaltung können heruntergeladen werden unter: https:// www.dibt.de/de/DIBt/Tagungen.html Als „maßgeschneiderte Lösung zur Lückenschließung“ bezeichnete der neue EOTA-Präsident und DIBt-Vizepräsident, Dr.-Ing. Karsten Kathage, in seinem Einführungsvortrag die Europäische Technische Bewertung (ETA). Überall dort, wo Produktleistungen nicht ab-

schließend aufgrund der harmonisierten Norm erklärt werden könnten, biete die ETA eine europarechtskonforme, unabhängige und auf das Produkt zuschneidbare Möglichkeit, die Erfüllung der Bauwerksanforderungen nachzuweisen. Doch auch dort, wo keine harmonisierte Norm vorliege, könne die ETA von Herstellern genutzt werden, um Produkte europaweit mit der CE-Kennzeichnung zu vermarkten. Gute Noten bekam die ETA auch von Thomas Holland-Letz, dem stellvertretenden Geschäftsführer des Fachverbands Werkzeugindustrie e.V., der mit seinen beiden Unterverbänden Construction Fixings Germany und der Herstellervereinigung Holzschrauben fast die gesamte deutsche Dübelbranche vertritt. Für Dübel werden seit mehr als 18 Jahren ETAs erteilt. Das Fazit des Verbandsvertreters ist klar: „Die ETA lohnt sich nicht nur für große Hersteller, sondern gerade auch für kleine und mittlere Unternehmen mit weniger bekannten Marken!“ Diese könnten von der positiven Imagewirkung der ETA profitieren. Doch es gab auch konstruktive Kritik an der ETA: Insbesondere mahnte der Verbandsvertreter die Europäische Kommission, die Referenzen von Europäischen Bewertungsdokumenten (EAD) – den harmonisierten technischen Spezifikationen, auf denen die ETA basiert – zügig im Amtsblatt der Europäischen Union bekannt zu machen. Sein Wunsch könnte schon bald in Erfüllung gehen. Herr Katsarakis von der Europäischen Kommission kündigte an, dass die Referenz zum neuen EAD für Dübel, das die bisherige technische Spezifikation (ETAG 001) ablösen soll, noch vor

Weihnachten erscheinen soll. Ein positives Ergebnis des intensiven Dialogs zwischen der EOTA – dem Gremium der Technischen Bewertungsstellen, das die EADs erarbeitet – und der Kommis sion zur Verbesserung des ETA-Verfahrens. In seinem eigenen Vortrag betonte Herr Katsarakis noch einmal den Unterschied zwischen einer Zulassung und der Europäischen Technischen Bewertung, die eben „lediglich“ eine Bewertung der Leistung des Bauprodukts sei. Dabei gelte: „Ein Bauprodukt darf verwendet werden, wenn die erklärten Leistungen den Anforderungen des Mitgliedstaats für diese Verwendung entsprechen.“ Wie wichtig aussagekräftige technische Nachweise für die Bauindustrie sind, betonte auch der Geschäftsführer des Hauptverbands der Deutschen Bauindustrie, Helmut Bramann. „Was wir brauchen, sind vollständige Verwendbarkeitsnachweise“, insistierte der Vertreter der bauausführenden Industrie, und sah in dieser Hinsicht die ETA – nach den na tionalen Verwendbarkeitsnachweisen, die für harmonisierte Bauprodukte nicht mehr erteilt werden können – an zweiter Stelle. Zu Gelassenheit und Vertrauen ermutigte Gerhart Lange, Technischer Referent im Bereich Befestigungstechnik am DIBt. Seine Kernbotschaft an die Antragsteller: „Sprechen Sie uns auf Ihr Anliegen an, den Rest machen wir!“ Das DIBt verfüge über umfassende Erfahrung sowohl in der Erarbeitung von Europäischen Bewertungsdokumenten als auch in der Ausstellung von Europäischen

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BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell Technischen Bewertungen. Seine Analogie einer Bergbesteigung unter erfahrener Anleitung, beschließt er mit den Worten: „Und am Ende des Weges liegt Ihnen Europa zu Füßen!“ Bereitschaft, die Hersteller bei ihrem Weg zu unterstützen und mit ihnen gemeinsam individuelle und praxisorientierte Lösungen zu erarbeiten, signalisierten auch die DIBt-Referenten, die am Nachmittag die Fachworkshops zu den Themen Spannverfahren, Umweltverträglichkeit von Betonausgangsstoffen, Gesundheitsschutz, Technische Ge bäudeausrüstung und Holzbausätze betreuten. So unterschiedlich wie die Produktbereiche, waren auch die Fragestellungen in den einzelnen Workshops. Im Umweltund Gesundheitsschutz stand die Frage im Mittelpunkt, wie Lücken in harmonisierten Normen in Bezug auf die Grundanforderung 3 der Bauproduktenverordnung „Hygiene, Gesundheits- und Umweltschutz“ geschlossen werden können. Für die Hersteller von Boden- und Wandbelägen geht es hier insbesondere auch darum, die Höherwertigkeit ihrer Produkte in Bezug auf den Gesundheitsschutz wirksam gegenüber Planern, Architekten und Vergabestellen darstellen zu können, um ihren Marktvorteil zu wahren. Im Workshop zur Umweltverträglichkeit von Betonausgangsstoffen wurde dargestellt, dass es derzeit für den

Nachweis der in Deutschland (und anderen Mitgliedstaaten) geltenden Anforderungen zur Umweltverträglichkeit kaum Alternativen zur ETA gibt. Im Bereich der Spannverfahren stellt die ETA eine gut etablierte Alternative zum nationalen Zulassungsverfahren dar. Die vorhandenen Bewertungsdokumente decken jedoch nur Standardanwendungen ab. So kam das Gespräch schnell auf Möglichkeiten, in Zusammenarbeit mit dem DIBt neue Bewertungsgrundlagen für innovative Produkte und Verfahren zu entwickeln. Auch im Bereich der Technischen Gebäudeausrüstung ging es darum auszuloten, für welche Produkte sich künftig ein europaweit gültiger Nachweis als Alternative zur nationalen Zulassung anbieten könnte. Auf Erfahrung bei der Lancierung neuer ETA-Bereiche kann das Referat dabei schon zurückgreifen. Anliegen der DIBt-Referenten im Bereich Holzbausätze war insbesondere, die Teilnehmer auf vorhandene Möglichkeiten aufmerksam zu machen, Bausätze für nichttragende innere Trennwände mit CE-Kennzeichnung europaweit zu vertreiben und den mit der CE-Kennzeichnung verbundenen Imagegewinn zu nutzen. Die Symposiumsteilnehmer zeigten sich fachkundig und gut vorinformiert, sodass ein angeregter Austausch auf hohem technischem Niveau ent-

stand. „Aufschlussreich und treffend“, fasste ein Teilnehmer die Veranstaltung für sich zusammen.

Hintergrundinformationen Europäische Technische Bewertung (ETA) – ein harmonisiertes Bewertungsinstrument Die Europäische Technische Bewertung – bekannter unter der Abkürzung ETA vom Englischen „European Technical Assessment“ – ist eine von unabhängigen, staatlich benannten Stellen vorgenommene Bewertung der Leistung eines Bauprodukts in Bezug auf seine Wesentlichen Merkmale. Wobei als „Wesentlich“ (mit großem W) all jene Merkmale gelten, die sich auf die Erfüllung der Grundanforderungen an Bauwerke auswirken. Die ETA wird in der Bauprodukten verordnung (Verordnung (EU) Nr. 305/2011) als Alternative zur harmonisierten Norm konstituiert, und zwar in Fällen, in denen keine harmonisierte Norm vorliegt oder in denen in der Norm mindestens ein Wesentliches Merkmal nicht berücksichtigt ist oder das dort vorgesehene Bewertungsver fahren nicht geeignet ist. Damit bietet die ETA einen 100 % europarechts konformen Weg zur Schließung von Lücken in defizitären harmonisierten Normen.

NACHRICHTEN

Konvent der Baukultur 2016 in Potsdam Bundesversammlung der Baukultur diskutierte zum Status der gebauten Umwelt in Deutschland Vom 3. bis 5. November lud die Bundesstiftung Baukultur zum Konvent 2016 ein. Aus diesem Anlass verwandelte sich das Kreativquartier Schiffbauergasse in Potsdam zu einer lebendigen Denkfabrik der Baukultur. Den Ausgangspunkt bildete das Basislager der Baukultur, das sich am 3. November der „Baukultur im Spannungsfeld gesellschaftlicher Herausforderungen“ widmete. Das Basislager sei „Versorgungs- und Regenerationsstation für beabsichtige Unternehmungen“, stellte Reiner Nagel, Vorstandsvorsitzender der Bundesstiftung Baukultur, in seiner Begrüßungsrede die Motivation des Auftaktes heraus, mit dem sich die Konventsberufenen und Gäste mit einem inhaltlichen Fundament gesellschaftlich relevanter Themen für die insgesamt drei Konventstage rüsten konnten. 600 Teilnehmer folgten der öffentlichen Einladung zum Konvent 2016, auf dem gleichzeitig auch neue

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Gremienmitglieder in den Stiftungsrat und Beirat gewählt wurden. Der Konvent der Baukultur 2016 machte es sich zur Aufgabe, über den interdisziplinären Erfahrungsaustausch von Konventsberufenen und Gästen ein aktuelles Stimmungsbild zur Lage der gebauten Umwelt in Deutschland zu ermitteln, das zehnjährige Jubiläum der Stiftung zu feiern und den aktuellen Baukulturbericht 2016/17 „Stadt und Land“ der Öffentlichkeit vorzustellen. „Zehn Jahre nach ihrer Gründung ist die Bundesstiftung Baukultur in Politik und Fachwelt aber auch in großen Teilen der Gesellschaft fest verankert und kann einen positiven Beitrag leisten“, bilanzierte Reiner Nagel. „Stadt und Land sind duale Handlungsfelder der Baukultur. Der Baukulturbericht 2016/17, den wir

im Rahmen des Konvents erstmalig öffentlich vorgestellt und diskutiert haben, ist ist eine substanzielle Grundlage und braucht bundesweite Unterstützung“, so Reiner Nagel. Nach der lebendigen Diskussion im Konvent würden die Handlungsempfehlungen des Baukulturberichts 2016/17 nun weiter operationalisiert und das Netzwerk ausgebaut werden. Die Konventsmitglieder könnten dabei als „Botschafter“ wirken. Im Rahmen des Konvents wurde auch der nächste Themenschwerpunkt der Bundesstiftung für den Baukulturbericht 2018/19 festgelegt: Erbe – Bestand – Zukunft.

Basislager der Baukultur und 10 Jahre Bundesstiftung Baukultur Am Vormittag des 3. November begann der Konvent 2016 mit dem Basislager

BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell der Baukultur. Der Themenrahmen der sechs offenen Foren spannte sich vom Klimawandel und grenzüberschreitenden Kooperationen über Bauwirtschaft, Bildungslandschaft und Baukulturvermittlung bis hin zum ersten bundesweiten Treffen von Gestaltungsbeiräten. Im Rahmen des Konvents wurde auch das 1 000 Mitglied im Förderverein – das Sinziger Unternehmen Pirmin Jung, vertreten durch den Geschäftsführer Tobias Götz – geehrt. Inzwischen ist der Verein auf 1 050 Mitglieder angewachsen. Gleichzeitig ist die bundesweite Übersicht der Akteure und Preise – das Who is who der Baukultur 2016-2017-2018 druckfrisch zum Konvent erschienen. Anschließend eröffneten die Koopera tionspartner Christina Gräwe, Vorsitzende des architekturbild e.V., Reiner Nagel und Siegfried Dittler, Geschäftsführer des Kunstraums Potsdam, die Fotoausstellung „Perspektive.Land. Stadt“ im Kunstraum Potsdam. Insgesamt etwa 750 Besucher verzeichnete die Ausstellung während der vier Ausstellungstage. Der Abend des 3. November stand ganz im Zeichen des zehnjährigen Bestehens der Stiftung. Bundesbauministerin Dr. Barbara Hendricks ging in Ihrer Rede auf die erste Dekade der Bundesstiftung und ihr Wirken für die Baukultur ein: „Heute ist die Bundesstiftung ein wichtiger Partner in allen baukulturellen Fragen. Sie wird in der Öffentlichkeit und in der Fachwelt als kompetenter Partner wahrgenommen.“ Im Anschluss der Reden von Dr. Barbara Hendricks, Reiner Nagel und Prof. Dr. Dr. h.c. Werner Durth kamen Wegbegleiter des Gründerkreises in einem Filmportait zu Wort. Werner Sobek, Volkwin Marg, Walter Siebel oder Christiane Thalgott blickten im Gespräch zurück auf

das zehnjährige Bestehen der Stiftung sowie ihre Gründungsgeschichte, nicht ohne auch engagiert Wünsche für die Zukunft auszusprechen. Zum Abschluss des Baukultur-Festes wurde mit Livemusik der – Band Trio Scho – Odessa Express – und der DJane Ipek gefeiert.

Wahl-Konvent und Vorstellung des Berichtes der Baukultur 2016/17 „Stadt und Land“ Am 4. November, dem Konventstag, stellte Reiner Nagel den Baukultur bericht erstmalig der Öffentlichkeit vor. Deutschland ist ein Land der Klein- und Mittelstädte und der ländlichen Räume. Doch welche Perspektiven haben diese Orte angesichts des derzeitigen Booms der Metropolen? Neben einem Blick auf die von Zuwanderung und Wohnungsmangel geprägten Ballungsräume, sucht der Baukulturbericht 2016/17 „Stadt und Land“ daher nach baukulturellen Leitbildern für die Räume abseits der Großstädte. „Der Baukulturbericht ‚Stadt und Land’ ist eine gute Grundlage, um die Baukultur in den politischen Fokus zu rücken“, so Gunther Adler, Staatssekretär im Ministerium für Umwelt, Naturschutz, Bau und Reaktorsicherheit, der diesen Konventstag feierlich eröffnete. „Der Bericht lenkt einen wichtigen Blick auf die Zuwanderung sowie die drei Schwerpunkte: Vitale Gemeinde, Infrastruktur und Prozessqualität.“ Nach der Vorstellung des Baukultur berichts diskutierten die Konventsbesucher an 12 Werkstatttischen die Handlungsempfehlungen des neuen Berichts „Stadt und Land“. Im Vorfeld hatten die Konventsberufenden in einer anonymen

Wahl ihre Stimmen für die neuen Stiftungsrats- und Beiratsmitglieder der Bundesstiftung Baukultur abgegeben. Der Tag wurde anschließend durch den Kulturabend „Stadt der Zukunft: Land in Sicht“ in Kooperation mit dem Hans Otto Theater abgerundet.

Baukultur-Exkursionen in Berlin, Brandenburg und Potsdam Am 5. November lud die Bundesstiftung Baukultur zu drei Exkursionen ein. Nach Tagen des Inputs und der Diskussion konnte Baukultur nun anhand guter Beispiele erfahren und besprochen werden. Die Baukultur-Tram führte in die Gartenstadt Drewitz und die Potsdamer Mitte, die Busexkursion ländliches Brandenburg besuchte Highlights der Baukultur im Berliner Umland und eine Architekturführung zu ausgewählten Wohnungsbauprojekten nahm das baukulturelle Berlin in den Fokus. Impressionen des Konvents der Baukultur 2016 sowie den Film zum zehnjährigen Jubiläum der Bundesstiftung Baukultur finden Sie unter folgendem Link: https//www.bundesstiftung-baukultur.de/ veranstaltungen Der Baukulturbericht 2016/17 sowie die Handlungsempfehlungen (ab Seite 134 ff) sowie die englische Fassung stehen Ihnen als Download zur Verfügung: https://www.bundesstiftung-baukultur. de/baukulturberich Eine ausführliche Ergebniszusammen fassung zum Basislager der Baukultur am 3. November und zum Konventstag und Wahlkonvent sowie zur Diskussion des Baukulturberichts 2016/17 „Stadt und Land“ inkl. der Werkstätten am 4. November finden Sie außerdem auf der Website.

NACHRICHTEN

VDI-Arbeitskreis Technikgeschichte Ort: Berlin, Deutsches Technikmuseum Trebbiner Str. 9 Veranstalter: VDI-Arbeitskreise Technikgeschichte und Bautechnik, Lehrstuhl für Bautechnikgeschichte und Tragwerkserhaltung der BTU Cottbus-Senftenberg und Deutsches Archäologisches Institut Berlin Themen und Termine (Auswahl): – Zum ersten Mal gebaut – die genuine Entwicklung von bautechnischem

Wissen im Neolithikum Südwest asiens, 26. Januar 2017 – Fabrikanten und Gestalter im Indus triezeitalter. Das Beispiel Karl Mey und Wilhelm Wagenfeld, 9. Februar 2017 – Die Anfänge der Wasserbewirtschaftung im Vorderen Orient und Me thoden zu deren Erforschung, 16. Februar 2017 – Die Automobiltechnik als Dienstleistung: Werkstätten, Reifenwechsel, Tankstellen, Automobilhandel und

Garagenwirtschaft 1900 bis 1939 in Deutschland, 9. März 2017 – Großbaustellen in Sumer: Arbeitsaufwand und Kosten, 23. März 2017 – Glücksmaschinen und Maschinenglück – Buchpräsentation, 6. April 2017 – How to span? Gewölbe im Alten Ägypten: Ursprünge, Entwicklung, Bedeutung und Alternativen, 20. April 2017 – Der Bau der Pyramiden im Alten Ägypten, 18. Mai 2017

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell – Die Heizung des Berliner Stadtschlosses und ihre Restaurierung an der HTW Berlin, 1. Juni 2017 – Die Baukonstruktionen der Sabäer – Monumentalarchitektur aus dem 1. Jahrtausend v. Chr. beiderseits des Roten Meeres, 14. September 2017 – Stapeln. Schichten. Mauern bauen. Bauwerkstuning im spätzeitlichen Ägypten, 26. Oktober 2017

– Wasserstraßenbau in BrandenburgPreußen von der frühen Neuzeit bis zur Gegenwart, 9. November 2017 – Beständiges Wirken für Erhalt und Präsentation antiker (Bau)-Werke in Pergamon. Zum Gedenken an den Bauforscher Martin Bachmann, 23. November 2017

Beginn jeweils um 17 Uhr 30 Teilnahme kostenfrei Auskünfte: Arbeitskreis Technikgeschichte im VDI-Bezirksverein Berlin-Brandenburg e.V. Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Karl-Eugen.Kurrer@wiley.com

NACHRICHTEN

Fritz-Höger-Preis für Backstein-Architektur Der erfolgreiche Fritz-Höger-Preis für Backstein-Architektur geht in die vierte Runde. Die „Initiative Bauen mit Backstein“ lobt ihn 2017 erneut aus. Ab Januar 2017 haben Architekten die Gelegenheit, ihre Objekte bei dem mit insgesamt 10 000 Euro dotierten Wettbewerb einzureichen. Mit dem Fritz-Höger-Preis für BacksteinArchitektur werden Objekte prämiert, die das architektonische Potenzial des bewährten Baustoffes Backstein nutzen. Wettbewerbsbeiträge können ab Januar 2017 online auf der Website zum FritzHöger-Preis eingereicht werden: http:// www.backstein.com/architekturpreis.

Die feierliche Preisverleihung findet im Herbst 2017 in Berlin statt. Der erstmals 2008 ausgelobte Fritz-Höger-Preis für Backstein-Architektur wird alle drei Jahre verliehen und gehört mit zuletzt mehr als 500 nationalen und internationalen Einreichungen mittlerweile zu den größten deutschen Architekturpreisen. Seit 2011 wird der Wettbewerb vom Bund Deutscher Architekten BDA partnerschaftlich unterstützt. Zu den Preisträgern 2014 zählen unter anderem Alvaro Siza/Rudolf Finsterwalder, VON M, vir.mueller.architects, H Arquitectes oder Dohse Architekten. Doch auch Architekturbüros, die nicht unter den

Ausgezeichneten oder den Nominierten sind, profitieren vom großen Renommee des Fritz-Höger-Preises. Ihre Entwürfe erhalten allein durch die Einreichung deutlich mehr öffentliche Beachtung. Das gilt für Architektur-, Bau-, allgemeine und lokale Medien. Informationen zum Fritz-Höger-Preis finden sich unter www.backstein.com/architekturpreis Weitere Infos: Initiative Zweischalige Wand – Bauen mit Backstein Tel.: (02 28) 9 14 93-18, E-Mail: zwm@ziegel.de www.backstein.com

NACHRICHTEN

Call for abstracts: 15th International Probabilistic Workshop Organisation: Dr.-Ing. Matthias Voigt, Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Graf, Prof. Dr.-Ing. habil. Ulrich HäußlerCombe, Prof. Dr.-Ing. M. Beer, Dr.-Ing. habil. Dirk Proske Technische Universität Dresden, Fakultät Maschinenwesen & Fakultät Bauingenieurwesen Veranstaltungstermin: 27. bis 29. September 2017 Der 15. International Probabilistic Workshop findet gemeinsam mit dem

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

10. Dresdner Probabilistik Workshop statt.

Internetseite: http://ipw15.probabilistic.info/

Konferenzort: Dresden, Deutschland

Termine: Abgabe Abstract: 15.3.2017, Abgabe Final Paper: 30.6.2017,

Zielgruppe: Wissenschaftler und Inge nieure, die sich mit Fragen der Sicherheit, dem Risiko und der Zuverlässigkeit von Bauwerken und Maschinen auseinandersetzen. Themen: Sicherheit, Risiko, Probabilistik, Zuverlässigkeit im Maschinenbau und Bauingenieurwesen Tagungssprache: Englisch

Weitere Informationen: Dr.-Ing. Matthias Voigt Technische Universität Dresden Fakultät Maschinenwesen Institut für Strömungsmechanik 01062 Dresden Tel. + 49 (351) 463-33962 matthias.voigt@tu-dresden.de

VERANSTALTUNGSKALENDER

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Ort und Termin

Veranstaltung

Lauterbach 6. bis 17.2 20. bis 31.3.

SIVV-Lehrgang: Schützen, Instandsetzen, Verbinden, Verstärken Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Schulungsnachweis nach RILI-SIB und ZTV-ING www.bauhut.de

Beton-Seminare 2017 1.2. in Rendsburg 24.1. Zwickau 7.2. Göttingen 15.2. Apolda 9.2. Hamburg 22.2. Berlin (Beuth HS) 14.2. Hannover 1.3. Leipzig 21.2. Wismar 2.3. Dresden 23.2. Osnabrück 9.3. Neubrandenburg 28. 2. Oldenburg 14.3. Potsdam 7.3. Braunschweig 21.3. Berlin (HTW) 29.3. Bremen 23.3. Magdeburg

Essen Seminar Teil 1: Projektmanagement im Bauwesen 6. bis 7.2. Projektsteuerung und Methodenkompetenz 24. bis 25.4.

Auskunft und Anmeldung

InformationsZentrum Beton GmbH hannover@beton.org www.beton.org

Haus der Technik Essen www.hdt-essen.de

Beginn 7.2. in Nürnberg,

Triflex Praxisseminare 2017 Abdichtungen und Beschichtungen mit Flüssigkunststoff

TRIFLEX GmbH & Co. KG www.triflex.com/praxisseminare

Essen 7. bis 8.2.

Seminar „Korrosion und Korrosionsschutz von Offshore-Windenergiekonstruktionen“ Alte Türme rosten nicht Inspektion und Reparatur – kathodische Schutzsysteme – Beschichtungen und Metallisierungen – aktuelle Normen und Richtlinien – Kosten

Haus der Technik Essen www.hdt-essen.de W-H010-02-393-7

8.2. in Berlin 15.2. in Wuppertal

DAfStb-Richtlinie Stahlfaserbeton – Einsatzmöglichkeiten building.germany@bekaert.com im Hoch- und Ingenieurbau Fundamentplatten für mehrgeschossige Gebäude, Tiefgaragen, Industrieanlagen und pfahlgestützte Bodenplatten – rissbreitenbeschränkte Bauteile, auch mit WU- und WHG-Anforderungen – neueste Technik der Qualitätsüberwachung

9.2. München 22.2. Bochum

DBV-Arbeitstagung „Schutz und Instandsetzung Deutscher Beton- und von Betonbauteilen – Aktuelle Regelwerke und Praxisteil“ Bautechnik-Verein Istzustandserfassung – zerstörungsfreie bzw. zerstörungsarme www.betonverein.de Prüfverfahren zur Bauwerksdiagnose – Instandsetzungsmaterialien

Ostfildern 14. bis 15.2.

Die optimierte Baustellenabwicklung Technische Akademie Esslingen Projektmanagement – Auftragsbeschaffung – Arbeitsvorbereitung, www.tae.de -ablaufplanung – Leistungsbeschaffung – Baurecht – Nachtrags- und Änderungsmanagement – Baustellenabschluss

Essen 14. bis 15.2.

Intensivseminar: Nachträge, Abrechnung und Mängelhaftung nach VOB/B Das Seminar berücksichtigt die VOB 2016

Haus der Technik Essen www.hdt-essen.de

Ostfildern 20.2. bis 4.4.

Sachkundiger Planer für Schützen, Instandsetzen und Verstärken von Stahlbeton

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Braunschweig 20. bis 21.2.

Hochschulkurs – Vom Schüttgut zum Silo Forschungs-Gesellschaft Charakterisieren und Lagern von Pulvern und Schüttgütern. Verfahrens-Technik e.V. (GVT) Fließverhalten – Spannungen – Entmischung– Austraggeräte www.gvt.org/hochschulkurse.html – Dosieren – DIN EN 1991-4:2010-12 – Fallbeispiele

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

VERANSTALTUNGSKALENDER

Ort und Termin

Veranstaltung

21.2. München-Ottobrunn DBV-Regionaltagungen „Bauausführung“ 2017 21.2. Hamburg 7.3. Frankfurt am Main 9.3. Nürnberg 14.3. Berlin, 16.3. Bochum

Auskunft und Anmeldung

Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein www.betonverein.de/ veranstaltungen.php

München 28.2.

12. Zertifizierlehrgang Sachkundiger Planer im Bereich Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen

Bau-Überwachungsverein BÜV e.V. www.buev.eu

Essen 8.3.

HOAI für Einsteiger aus kaufmännischen und technischen Bereichen Praxisorientierte Einführung in das Preisrecht der HOAI (2013)

Haus der Technik Essen www.hdt-essen.de

30.3. in Wuppertal Aktuelles Baurecht: Die rechtliche Verantwortung des Bauleiters Technische Akademie Wuppertal www.taw.de Lauterbach 13. bis 18.3.

Sachkundige Planung, Überwachung und Prüfung der Instandsetzung von Betonbauteilen nach ZTV-ING und RILI-SIB

Darmstadt 16. bis 17.3. 23. bis 24.3.

10. Darmstädter Betonfertigteiltage 2017 TU Darmstadt, Stabilitätsbetrachtungen – Verbindungen – Konstruktion, Institut für Massivbau Bemessung – Fertigung, Transport, Montage – Normen, www.massivbau.tu-darmstadt.de Verordnungen, Bauordnungsrecht, europäische Regelungen – BIM

Lauterbach 16. bis 17.3.

Betonbauwerke erhalten und Instandsetzen nach neuer Instandhaltungsrichtlinie

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. www.bauhut.de

Willingen 23. bis 25.3.

Fachausstellung BeBoSa der Betonbohr- und -sägebranche

Verband Betonbohren und -sägen www.bebosa.com

Bochum 20. bis 21.3.

13. FACHTAGUNG Baustatik – Baupraxis Aktuelle Entwicklungen für Berechnungsmethoden und Bemessungskonzepte sowie Herausforderungen

Baustatik-Baupraxis e.V. http://baustatik-baupraxis.de

Berlin 23.3.

Seminar zum Basiswissen des Bauleiters – Vertiefungsseminar zur VOB/B Bauleiter – Wissen – Bauvorhaben – baurechtliche Kenntnisse – VOB/B – Dokumentation – Beweissicherung

Haus der Technik ww.hdt-essen.de

Lauterbach 3. bis 4.4.

Lehrgang Zerstörungsfreie Prüfverfahren für Ingenieure der Bauwerksprüfung nach DIN 1076 – VFIB – Wahlpflichtlehrgang zur Zertifikatsverlängerung –

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. www.bauhut.de

Münster 11.5.

Münsteraner Tunnelbau-Kolloquium 2017 Bergmännischer Bauweise – Maschinenvortriebe – laufende Projekte – geplante Projekte – Tunnelabdichtung – Sanierung von Bestandstunneln – Tunnel im Fräsvortrieb

FH Münster, Fachbereich Bauingenieurwesen www.fh-muenster.de/fb6/aktuelles/ weiterbildungstermine

30.5. Berlin 31.5. Leinfelden- Echterdingen 1.6. Ratingen

DBV Arbeitstagung „Risse im Stahlbeton – bestellt, geplant, Deutscher Beton- und gebaut?“ Bautechnik-Verein Entwurfsgrundsätzen mit Blick auf Trennrisse sowie planerische www.betonverein.de/ Umsetzung – betontechnische und ausführungstechnische Maß- veranstaltungen.php nahmen zur Umsetzung des vorgesehenen Entwurfsgrundsatzes

Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. www.bauhut.de

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. Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind.

Gesamtanzeigenleitung Fred Doischer

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 Verlag Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel. +49 (0)30/47031-200, Fax +49 (0)30/47031-270 info@ernst-und-sohn.de www.ernst-und-sohn.de Amtsgericht Charlottenburg HRA33115B Persönlich haftender Gesellschafter: Wiley Fachverlag GmbH, Weinheim Amtsgericht Mannheim HRB 432736 Geschäftsführer: Prof. (h.c. mult.) Dr. Peter Gregory Steuernummer: 47013 / 01644 Umsatzsteueridentifikationsnummer: DE 813496225

Anzeigenleitung Johannes Krätschell Tel.: +49 (0)30/47031-242, Fax: +49 (0)30/47031-230 johannes.kraetschell@wiley.com Verkauf von Sonderdrucken Janette Seifert Tel.: +49 (0)30/47031-292, Fax: +49 (0)30/47031-230, janette.seifert@wiley.com www.ernst-und-sohn.de/sonderdrucke Kunden-/Leserservice Wiley-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstr. 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49 (0)8001800536 (innerhalb Deutschlands) +44(0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49(0)6201606184 Schnelleinstieg: www.wileycustomerhelp.com Einzelheft-Verkauf: CS-Germany@wiley.com Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ erscheint mit 12 Ausgaben pro Jahr. Neben „Betonund Stahlbetonbau print“ steht „Beton- und Stahlbetonbau online“ im PDF-Format über den Online-Dienst WileyOnlineLibrary im Abonnement zur Verfügung. Bezugspreise print print+online Testabo Einzelheft Inland 523 € Studenten Schweiz 817 sFr Studenten

628 € 129 € 981 sFr 214 sFr

87 € 24 € 131 sFr 38 sFr

48 € – 78 sFr –

Das Abonnement gilt zunächst für ein Jahr. Es kann jederzeit mit einer Frist von drei M onaten zum Ablauf des Bezugsjahres schriftlich gekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung verlängert sich das Abonnement um ein weiteres Jahr. Im Testabo werden drei Hefte geliefert. Ohne schriftliche Mitteilung innerhalb 10 Tage nach Erhalt des dritten Heftes wird das Abonnement um ein Jahr verlängert. Alle Preise sind Nettopreise. Die Preise sind gültig bis 31. August 2017. Irrtum und Änderungen vorbehalten. Spezielle Angebote und Probeheftanforderung unter www.ernst-und-sohn.de Bankverbindung: Commerzbank Weinheim, Kto 751118800, BLZ 67080050, SWIFT DRESDEFF670 Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post die Lieferung nach und informiert den Verlag über die neue Anschrift. Wir weisen auf das dagegen bestehende Widerspruchsrecht hin. Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochen hat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt. Beton- und Stahlbetonbau, ISSN 0005-9900, is published monthly. US mailing agent: SPP, PO Box 437, Emigsville, PA 17318. Periodicals postage paid at Emigsville PA. Postmaster: Send all address changes to Beton- und Stahlbetonbau, John Wiley & Sons Inc., C/O The Sheridan Press, PO Box 465, Hanover, PA 17331. Satz: TypoDesign Hecker GmbH, Leimen Druck: ColorDruck Solutions GmbH, Leimen Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2017 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin

Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilagen: Bildungszentren des Baugewerbes e.V., 47809 Krefeld; Ruhr-Universität Bochum, 44801 Bochum; Technische Akademie Esslingen, 73760 Ostfildern; Verlag Ernst & Sohn, 10245 Berlin

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Beton- und Stahlbetonbau 112 (2017), Heft 1

Vorschau 2/2017 Zum Bild Äußere Einflüsse auf die Wärmeübertragung an Brückenbauwerken nach Fouad

M. Müller, R. Maurer Untersuchungen zum Tragverhalten von Druckgurtanschlüssen in Hohlkastenbrücken Bei der Nachrechnung älterer Spannbetonbrücken mit Hohlkastenquerschnitt werden derzeit häufig große rechnerische Defizite beim Nachweis der schubfesten Verbindung zwischen gedrückter Bodenplatte und den Stegen im Bereich der Zwischenunterstützungen festgestellt. Die Ermittlung des Tragwiderstands im GZT erfolgt auf Grundlage des Fachwerkmodells mit Rissreibung. Es wird gezeigt, dass die Übertragung dieses für Stegquerschnitte entwickelten Modells auf Druckgurte mechanisch nicht begründet ist und zu sehr konservativen Ergebnissen führt. Es werden Bemessungsmodelle entwickelt, die das Tragverhalten vorwiegend gedrückter Gurtbereiche realitätsnäher erfassen. R. della Pietra, N. V. Tue Quantifizierung der Beanspruchung infolge der Temperatur und des Erddrucks bei Integralbrücken bis 30 m Länge Bei Integralbrücken ist die realistische Erfassung der Zwangbeanspruchungen und der Boden-Bauwerks-Interaktion von entscheidender Bedeutung für eine gelungene Bauwerksplanung. Im Beitrag werden wesentliche Ergebnisse zum Einfluss des Baugrunds auf die Schnittgrößen infolge von Temperaturänderung und des Erddrucks für Bauwerkslängen bis zu 30 m dargestellt und diskutiert und Empfehlungen für Planung und Bemessung von Integralbrücken bis zu 30 m Länge vorgeschlagen.

G. Bolle, O. Mertzsch, S. Marx Messtechnische Dauerüberwachung zur Absicherung der Restnutzungsdauer eines spannungs risskorrosionsgefährdeten Brückenbauwerks Bei einer Brücke war davon auszugehen, dass das Bauwerk zwar spannungsrisskorrosionsgefährdeten Spannstahl enthält, jedoch eine ausreichende Ankündigung bezüglich eines duktilen Versagens besitzt. Es wurde ein Bauwerksmonitoring mit zielgerichteter und wirtschaftlicher Registrierung einer eventuell auftretenden Biegerissbildung eingerichtet. Der Beitrag zeigt die Vorgehensweise beim zielgerichteten Sammeln von Informationen als Grundlage für eine sichere Entscheidungsfindung sowie bei der Planung, Ausführung und Bewertung der Dauermessungen und deren Einordnung in den Begutachtungsprozess des Bauwerks. B. Kromoser, J. Kollegger Aktives Verformen von ausgehärteten Betonelementen zur Herstellung von räumlich gekrümmten Betonflächen Ein an der TU Wien entwickelter Ansatz zur Reduktion des Herstellungsaufwands für die Schalung von Betonschalen ist, ursprünglich ebene, bewehrte Betonplatten aushärten zu lassen und diese nachträglich zu gekrümmten Strukturen zu verformen. Die praktische Anwendbarkeit konnte an einer Kugelschale mit 13 m Durchmesser und einer freigeformten Betonschale erfolgreich getestet werden. Der Beitrag beschreibt weiterführende Untersuchungen von Elementen mit größerer Plattendicke von 100–120 mm für die Anwendung des Bauverfahrens zur Errichtung einer Wildbrücke. Änderungen vorbehalten

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D. Sanio, P. Mark, M. A. Ahrens Temperaturfeldberechnung von Brücken – Umsetzung mit Tabellenkalkulationen Für die Bemessung von Brücken werden ungleichmäßige Erwärmungen üblicherweise durch lineare Temperaturgradienten berücksichtigt. Die vereinfachten Verteilungen erfassen lokale, bauwerksspezifische – und

ggf. beanspruchungsmindernde – Besonderheiten nicht. Im Beitrag wird gezeigt, wie die instationären Temperaturfelder mittels eines Tabellenkalkulationsprogramms unter Verwendung langzeitiger, lokaler Klima daten berechnet werden können.

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Mit Geometrieprinzipien zu Transparenz und Leichtigkeit „Dieses Buch beschreibt eine spezielle, aber wunderschöne Baukonstruktion: die gläserne Netzkuppel für weitgespannte, doppeltgekrümmte verglaste Dächer mit minimalem Konstruktionsgewicht und geistreichen Details. Die Beschreibung erfasst – mit Fleiß und Können – die ganze Breite, von den Netzkuppeln mit ebenen Viereckmaschen bis zu den frei geformten Kuppeln und deren geometrische, statische und konstruktive Optimierung, belegt durch viele Beispiele aus der Praxis des Verfassers. […]“ aus dem Geleitwort von Jörg Schlaich

Hans Schober Transparente Schalen Form, Topologie, Tragwerk 2015. ca. 272 S. ca. € 79,–* ISBN 978-3-433-03120-9 Auch als erhältlich

Das vorliegende Buch ist die erste umfassende und lehrreiche Darstellung von Entwurf, Konstruktion und Berechnung filigraner, doppeltgekrümmter, weitgespannter verglaster Schalen. Anschaulich und leicht nachvollziehbar werden die Geometrieprinzipien zum Entwurf der Schalentragwerke erläutert, die mit Modulen von handelsüblichen CAD-Programmen leicht anzuwenden sind. Es wird gezeigt, wie fließende und homogene Strukturen für nahezu beliebige Formen erzeugt werden können, insbesondere Stabstrukturen aus ebenen Vierecken, die sich für die Verglasung mit ebenen Scheiben eignen. Anhand von ausgeführten Beispielen werden die neuesten Methoden der Formfindungsberechnung und Optimierung durch die komplexe Interaktion von Statik, Form und Topologie praxisnah erklärt. Im Ergebnis stehen geistreiche Netzkonstruktionen mit minimalem Gewicht.

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