Kurzfassung - Vortrag VSVI -Neue Richtliniex - VSVI Hessen

Neue Handlungsanweisung zur Gefährdung älterer
Spannbetonbrücken durch Spannungsrisskorrosion
1 Ausgangslage
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Reinhard Maurer, TU Dortmund
Die in der Vergangenheit aufgetretenen schwerwiegenden Schäden infolge von korrosionsbedingten
Spannstahlbrüchen sind vor allem auf folgende Ursachen zurückzuführen:
• Fehler im Bereich der Bemessung und konstruktiven Durchbildung
Hierunter fallen die in der Frühphase des Spannbetonbrückenbaus planerisch generell
zu geringen Vorgaben für die Betondeckung sowie für die Bewehrung für eine
wirksame Begrenzung der Rissbreiten. Des Weiteren sind der teilweise vollständige
Verzicht auf eine Abdichtung oder unzweckmäßige Abdichtungen und Entwässerungen
zu nennen.Die aus den Schadensanalysen gewonnenen Erkenntnisse über Jahre
hinweg haben zu einer stetigen Verbesserung der maßgebenden Normen und Regelwerke
hinsichtlich der korrosionsschutztechnischen Durchbildung geführt, so dass
sich diese groben Fehler der Vergangenheit nicht wiederholen sollten.
• Ausführungsfehler
Hierunter fallen schwerwiegende Mängel der Bauausführung, die auf menschliche
Fehler zurückzuführen ist. Besonders gravierende Ausführungsmängel stellen in diesem
Zusammenhang nicht oder mangelhaft verpresste Spannglieder dar.
• Ungeeignete mineralische Baustoffe
Gemeint sind hier beispielsweise die Tonerdeschmelzzemente und chloridhaltige Erhärtungsbeschleuniger,
deren Verwendung für Stahl- und Spannbeton bereits 1962
bzw. 1958 verboten wurden.
• Besonders empfindlicher Spannstahl gegenüber Spannungsrisskorrosion (SRK)
Spannstahl gilt als besonders empfindlich, wenn minimale, bei Korrosion entstehende
Wasserstoffmengen ausreichen, irreversible Schädigungen herbeizuführen [2].
In den letzten Jahren sind vereinzelte Schadensfälle durch Spannungsrisskorrosionen
an etwa 30 Jahre alten Spannbetonbauteilen im nachträglichen Verbund beobachtet
worden. Die geschädigten Bauteile lagen in trockener Umgebung, die Hüllrohre
waren ordnungsgemäß verpresst, der Einpressmörtel enthielt keine korrosionsfördernden
Bestandteile. Die Bauteile waren alle mit inzwischen nicht mehr zugelassenen
Sorten von Spannstählen mit besonders hoher Spannungsrisskorrosionsempfindlichkeit
vorgespannt [3].
Heute sind die folgenden Spannstähle mit unzureichender Resistenz gegenüber wasserstoffinduzierter
Spannungsrisskorrosion (SRK) bekannt, wobei nach heutiger Erkenntnis jedoch
immer nur einzelne Chargen der Produktion besonders gefährdet sind:
− Neptun-Spannstahl St 145/160
ölschlussvergüteter Spannstahl „alten Typs“ aus der Produktion der Jahre 1959-1964
Querschnittsform: rund oder oval
1965 durch verbesserte Sorte ersetzt
Produktionszeitraum bis 1965 stark gefährdet
− Sigma-Spannstahl St 145/160
vergütete Drähte „alten Typs“
VSVI Seminar, Friedberg/Hessen, 26. Mai 2010
1

2
Querschnittsform: rund oder oval
1965 durch verbesserte Sorte ersetzt
Produktionszeitraum bis 1965 stark gefährdet (rund oder oval)
Produktionszeitraum bis 1978 gefährdet (nur oval)
− Ostdeutscher Hennigsdorfer Spannstahl St 140/160 (St 1420/1570)
Ölschlussvergüteter Spannstahl „alten Typs“
Querschnitt: rund oder oval
der in der DDR am meisten verwendete Spannstahl, seit etwa 1960 im Stahlwerk
Hennigsdorf bei Berlin gefertigt, bis 1990 hergestellt und bis 1992 im Spannbetonbau
verarbeitet [4],[5].
Produktionszeitraum bis 1993 stark gefährdet
Hochfeste vergütete Stähle, die aufgrund von Überfestigkeiten Streckgrenzen oberhalb
1700 N/mm 2 aufweisen, sind besonders gefährdet. SRK kann bei den genannten älteren
Spannstählen, sofern sie aus einer Charge mit erhöhter Empfindlichkeit stammen und eine
korrosive Vorschädigung aufweisen, verzögerte Brüche im verpressten Zustand auslösen.
Der Korrosionsfortschritt ist dabei sehr langsam und i.d.R. nicht äußerlich erkennbar. Der
Bruch des Spannstahls erfolgt meist plötzlich und verformungsarm.
Aus mehreren, zu dieser Problematik durchgeführten Forschungsvorhaben konnten folgende
Erkenntnisse gewonnen werden [3]:
− Anrisse im Spannstahl sind auf Vorschädigungen vor dem Verpressen der Hüllrohre
zurückzuführen. Je höher die Empfindlichkeit des Spannstahls gegenüber Spannungsrisskorrosion
ist, umso größer ist die Gefahr einer Vorschädigung. Einzelne
Chargen der gleichen Stahlsorte können hierbei erhebliche Unterschiede aufweisen.
− In vollständig mit alkalischem, chloridfreiem Mörtel verpressten Hüllrohren kann das
Entstehen von neuen Anrissen auch nach längeren Standzeiten der Bauwerke ausgeschlossen
werden.
− Spannstähle mit Anrissen neigen bei hoher Empfindlichkeit gegenüber Spannungsrisskorrosion
auch im alkalischen Milieu zur Rissausbreitung. Dabei wird bei überlagerter
schwellender Beanspruchung die Standzeit deutlich herabgesetzt.
Die Problematik der Spannstähle mit einer sehr hohen Empfindlichkeit gegen Spannungsrisskorrosion
trat erst ab etwa 1990 durch einige sehr gravierende Schadensfälle, die sich
jedoch ausschließlich an Spannbetonträgern im Hochbaubereich ereigneten, zu Tage. Die
betroffenen Bauteile wiesen jeweils nur wenige Spannglieder auf.
Das Problem bei Spannstahlbrüchen besteht darin, dass sie nicht ohne weiteres von außen
erkannt werden können. Erst wenn so viel Spannkraft ausfällt, dass die Betonzugfestigkeit
am Querschnittsrand überschritten wird, kommt es zu einer Rissbildung. Reicht dann der
noch verbliebende Restquerschnitt des Spannstahls zusammen mit dem vorhandenen Betonstahlquerschnitt
nicht mehr aus, um unter der vorhandenen Momentenbeanspruchung
mindestens eine γR = 1,0-fache Tragsicherheit zu gewährleisten, kann es zu einem Versagen
durch Sprödbruch ohne Ankündigung durch eine im Laufe der Zeit vermehrte Rissbildung im
Beton kommen.
Eine allgemeine Gefährdung älterer Bauwerke ist jedoch aufgrund der dargestellten Zusammenhänge
nicht anzunehmen [6]. Sie ist auf die anfälligen, vorgeschädigten, vergüteten
Spannstähle St 145/160 „alten Typs“ beschränkt, sofern sie aus den betroffenen Chargen
stammen. In diesen Fällen sind späte Schäden nicht auszuschließen.

1995 ereignete sich bei einer 1965 erstellten Halle ein Schadensfall mit vergütetem Sigma-
Spannstahl St 145/160 der „neuen Generation“ (Produktion ab 1965) mit ovaler Querschnittsfläche
von 40mm 2 und gerippter Oberfläche. Bei einem der insgesamt 7 statisch unbestimmt
gelagerten Spannbetonbinder des Hallendaches nahe der Feldmitte wurde ein
Bruch festgestellt. Das parabelförmig geführte Spannglied wies eine ausreichend hohe Deckung
aus hochwertigem Beton auf, die weder karbonatisiert noch chloridhaltig war. Das
Spannglied war ordnungsgemäß verpresst, wobei im Verpressmörtel keine Konzentrationen
an korrosionsrelevanten Substanzen festgestellt wurde.
Im Bruchquerschnitt des Trägers waren alle 16 Drähte des Spannglieds infolge wasserstoffinduzierter
Spannungsrisskorrosion gebrochen. Neben den Brüchen wiesen die Drähte eine
Vielzahl von Anrissen auf. Es wurde daraus geschlossen, dass vergleichbar zu den Schäden
an Spannstählen des älteren Typs vor dem Verpressen eine Vorschädigung der Spanndrähte
in Form von Korrosion und Anrissen auftrat. Im Zeitraum der Nutzung erfolgte im alkalischen
Milieu des Einpressmörtels ein Wachstum der Risse bis zum Bruch der Drähte [1].
Durch diesen Schadenfall, der durch mehrere Forschungsinstitute intensiv untersucht wurde,
ist das Gefährdungspotential für den Spannstahl Sigma oval St 145/160, Produktionszeitraum
von 1965 bis 1978, erweitert worden. Bei den Untersuchungen konnte nicht nachgewiesen
werden, dass es sich bei dem Schadensfall um einen begründbaren Einzelfall handelt.
Für andere Bauwerke ist zwar grundsätzlich keine akute Gefahr gegeben, ein ähnlicher
Schadensverlauf kann aber an Spannbetonbauteilen mit vergleichbaren ungünstigen Randbedingungen
nicht mit Sicherheit ausgeschlossen werden [3].
Die Ergebnisse von Spannungsrisskorrosions-Versuchen wiesen auf einen hohe Empfindlichkeit
des beim Schadensfall verwendeten Spannstahls hin, wie sie bei den in späteren
Jahren hergestellten Schmelzen der neuen Stahlsorte nicht mehr festgestellt wurde [1]. Der
beim Schadensfall verwendete Spannstahl stammte aus der Anfangsphase seiner Herstellung.
Daher könnte die unerwartet hohe Empfindlichkeit des betroffenen Spannstahls möglicherweise
auf anfängliche Produktionsschwierigkeiten zurückzuführen sein.
Spannstähle gleicher Sorte mit rundem Querschnitt und glatter Oberfläche sind nachweislich
unempfindlicher gegen Spannungsrisskorrosion als solche mit ovalem Querschnitt.
Wie verhält sich nun mit den heutzutage zugelassenen Spannstählen und wie sicher sind
diese?
1978 wurden sowohl die Prüf- und Überwachungsvorschriften für die Herstellung von
Spannstählen so verschärft, dass danach Schadensfälle von Spannstählen mit besonders
hoher Spannungsrisskorrosions-Empfindlichkeit ausgeschlossen werden können. Jegliche
Hinweise auf ein besonders Gefährdungspotential bei den seit 1978 bis heute zugelassenen
Spannstählen einschließlich bei den vergüteten Drähten fehlen. Erfahrungen bei den älteren,
vor 1965 hergestellten Stählen sind nicht auf die seit 1978 zugelassenen Sorten übertragbar.
Seit 1978 steht mit dem DIBt-Test ein geeignetes Prüfverfahren zur Ermittlung der Empfindlichkeit
von Spannstählen gegenüber Spannungsrisskorrosion zur Verfügung. Nach diesem
Prüfverfahren wären die vergüteten Spannstähle „alten Typs“ nach heutigen Maßstäben
nicht zulassungsfähig. Seit 1995 ist darüber hinaus mit der Ausgabe DIN 4227-1/A1 der
Nachweis einer entsprechenden Mindestbewehrung aus Betonstahl zu führen, um ein ausreichendes
Ankündigungsverhalten sicherzustellen (Bild 1).
Von Vorteil ist der Umstand, dass bei Spannbetonbrücken im Gegensatz etwa zu Dachbindern
im Hochbau eine große Anzahl von Spanngliedern vorhanden ist. Es ist unwahrscheinlich,
dass in einem kritischen Querschnitt ein großer Anteil der Spannglieder gleichzeitig unbemerkt
ausfällt. So sind bisher Versagensfälle durch Sprödbruch bei Spannbetonträgern
ausschließlich bei Hochbauträgern mit nur wenigen Spanngliedern bekannt geworden.
3
VSVI Seminar, Friedberg/Hessen, 26. Mai 2010

Maßnahmen
4
1978 DIBt-Prüfverfahren:
Identifizierung und Ausschluss von Spannstählen mit besonders hoher Empfindlichkeit
gegenüber Spannungsrisskorrosion
1995 DIN 4227-1/A1:
Mindestbewehrung (Robustheitsbewehrung) zur Sicherstellung eines ausreichenden
Ankündigungsverhaltens
Bild 1: Maßnahmen zur Vermeidung einer Gefahr von Sprödbrüchen infolge eines Ausfalls von
Spanngliedern durch Korrosion
2 Tragverhalten bei einem Verlust des inneren Tragwiderstands
Üblicherweise werden Grenzzustände der Tragfähigkeit (GZT) derart betrachtet, dass einer
definierten Überbelastung (γF-fache Beanspruchungen) im Nachweisquerschnitt eine
Schwachstelle (5%-Quantilwerte der Festigkeiten /γM) gegenüber gestellt wird. Die Ankündigung
des Versagens erfolgt im Allgemeinen bei überwiegender Biegebeanspruchung durch
breite Risse im Beton und große Verformungen.
Bei einem Verlust des inneren Tragwiderstands haben wir es mit einem grundsätzlich anderen
Verhalten zu tun. Ein Ausfall von Spannstählen ist zunächst von außen nicht zu erkennen.
Erst wenn unter einer gegebenen Beanspruchung soviel Spannstahl ausgefallen ist,
dass die ansteigenden Zugspannungen im Beton dessen Zugfestigkeit überschreiten, kann
sich eine Ankündigung des Versagens durch eine vermehrte Rissbildung einstellen. Dabei ist
entscheidend, dass ein Versagen des Querschnitts bei Erstrissbildung vermieden werden
muss (Kriterium: Riss vor Bruch). Die im gerissenen Querschnitt auftretende Momentenbeanspruchung
muss durch die Restspannstahlflächen AZ,r
AZ,r = AZ – AZ,Ausfall
gemeinsam mit dem Betonstahl As aufgenommen werden können (Bild 2).
A z,r
A s
Zustand II
b
h
M +M
q vx
Bild 2: Biegetragfähigkeit mit reduzierter Spannstahlfläche Az,r und Betonstahlbewehrung As im
Zustand II
Hieraus ergibt sich unmittelbar der folgende wichtige Zusammenhang:
Je größer die Betonzugfestigkeit und je kleiner im Querschnitt die Beanspruchung (Mq + Mvx)
gegenüber dem Rissmoment ist, umso mehr Spannstahl muss ausfallen, bis sich die Ankün-
Z z,r
Z s
D b
z z
z s
M + M = Z ·z + Z ·z
q vx z,r z s s

digung eines Versagens durch Rissbildung einstellt. Die Restsicherheit für die Aufnahme der
Momentenbeanspruchung im Zustand II ist aber entscheidend von der verbleibenden Restspannstahlfläche
abhängig. Dabei besteht die zentrale Frage darin, ob das Versagen der
Bauwerke bei Erstrissbildung ohne vorherige Ankündigung durch Rissbildung auftreten kann.
Damit hat neben der Beanspruchung infolge der gegebenen Einwirkungskombination die
Größe der Betonzugfestigkeit einen großen Einfluss auf den rechnerischen Nachweis der
verbleibenden Tragsicherheit bei einem Ausfall von Spannstahl. Eine hohe Betonzugfestigkeit
wirkt sich hierbei ungünstig aus.
Die Betonzugfestigkeit im Bauwerk ist eine stark streuende Größe. Risse bilden sich an Stellen
mit geringer Zugfestigkeit. Es gibt verschiedene Einflüsse, die eine Vergrößerung oder
Verminderung der Zugfestigkeit bewirken:
• Nacherhärtung der Betons
• Maßstabseffekt (Biegezugfestigkeit > Zentrische Zugfestigkeit)
• Eigenspannungen
• Dauerstandzugfestigkeit < Kurzzeitzugfestigkeit
• Abfall der Zugfestigkeit bei zyklischer Beanspruchung
Im Allgemeinen wird von der Betondruckfestigkeit auf die Betonzugfestigkeit geschlossen.
Bei der Entnahme von Bohrkernen aus dem Bauwerk zur Bestimmung der Zugfestigkeit ist
zu beachten, dass dabei die im Bauwerk vorhandenen festigkeitsmindernden Eigenspannungen
am Bohrkern nicht mehr wirksam sind.
3 Nachweis nach den „Empfehlungen“ von 1993
Der Nachweis eines ausreichenden Ankündigungsverhaltens konnte bisher mit den vom
Bundesverkehrsministerium herausgegebenen „Empfehlungen zur Überprüfung und Beurteilung
von Brückenbauwerken, die mit vergütetem Spannstahl St 145/160 Neptun N40 bis
1965 erstellt wurden“ [7], erfolgen. Danach ist ein ausreichendes Ankündigungsverhalten
gegeben, wenn nach einer Rissbildung infolge eines Ausfalls von Spanngliedern noch eine
Resttragfähigkeit zur Aufnahme der Momentenbeanspruchung gegeben ist. Danach ergab
sich die folgende Vorgehensweise zum Nachweis eines ausreichenden Ankündigungsverhaltens:
− Das statisch bestimmte Moment und die Normalkraft aus Vorspannung wurden durch entsprechenden
Ausfall von Spanngliedern soweit reduziert, dass unter häufigen Verkehrslasten
(40% p) die Randzugspannung die zentrische Betonzugfestigkeit βbz erreichte.
− Der verbleibende Restquerschnitt der Spannglieder zusammen mit dem Querschnitt der
vorhandenen Betonstahlbewehrung musste unter der maßgebenden Momentenbeanspruchung
eine Tragsicherheit γR > 1,0 gewährleisten.
mit:
γr = (MAz,r + MAs - Mvx) / Mq
MAz,r = Bruchmoment bei Ansatz der Restspannstahlfläche
MAs = Bruchmoment bei Ansatz des Betonstahls
Mq = äußeres Moment aus Vollast
Mvx= statisch unbestimmter Anteil des Momentes aus Vorspannung
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Von einer Vorankündigung konnte ausgegangen werden, wenn an jeder Stelle des Bauwerks
γR > 1,0 war.
Bild 3 enthält beispielhaft für das Innenfeld eines Durchlaufträgers das typische Ergebnis
einer solchen Untersuchung. Für die Bereiche der Momentennullpunkte sowie die Endbereiche
der Randfelder ließ sich der Nachweis γR ≥ 1,0 im Allgemeinen nicht führen.
Bild 3: Untersuchung des Ankündigungsverhaltens für das Innenfeld eines Durchlaufträgers
Die Fragestellung, wie mit diesen Bereichen umzugehen ist, führte letztlich zu sehr individuellen
und uneinheitlichen Auslegungen und Anwendungen des Verfahrens in den einzelnen
Bundesländern.
Teilweise wurde bei statisch unbestimmten Tragwerken von einer Momentenumlagerung
Gebrauch gemacht. Teilweise wurden an den Bauwerken Spannstahlproben entnommen
und untersucht. Hierbei stellt sich aber das Problem, dass nur einzelne Chargen der betroffenen
Spannstähle besonders gefährdet sind. In einem Bauwerk sind aber Spannstähle aus
verschiedenen Chargen enthalten, so dass von einer entnommenen Spannstahlprobe nicht
auf den gesamten Spannstahl im Bauwerk geschlossen werden kann. Teilweise wurden in
den Bundesländern individuell unterschiedliche Einwirkungskombinationen für die Nachweise
zugrunde gelegt.
Letztlich führte dieser unbefriedigende Zustand zu einer Überarbeitung des Verfahrens.
4 Nachweis nach der neuen Handlungsanweisung (Sept. 2009)
4.1 Nachweis des Ankündigungsverhaltens auf Querschnittsebene
Die Bestimmung der Restspannstahlfläche AZ,r zum Zeitpunkt der Rissbildung erfolgt unter
der Annahme eines sukzessiven Ausfalls des Spannstahls, bis unter häufigen Einwirkungen
gerade die Betonzugfestigkeit βbZ gemäß Tabelle 1 durch die Randzugspannungen erreicht
wird.
6

( 0)
bz
vx, ∞
∆T, freq
β σ ε ⎜ ⎟
,
A
bZ
Z, r
Dabei sind
=
=
σ
b, ∆q
b, ∆q
− A Z, r ⋅
⎛ 1
v, ∞ ⋅ EZ
⎜
⎝ Ab
+
y
Wb
⎞
⎟
⎠
+
M
Wb
+
M vx, ∞ M ∆T, freq
− β bZ + +
Wb
Wb
( 0)
⎛ 1 ybz
⎞
ε ⋅
⎜ +
⎟
v, ∞ EZ
⎝ Ab
Wb
⎠
.
β bZ Zentrische Betonzugfestigkeit gemäß Tabelle 1; mindestens jedoch 2,7 N/mm²;
σ b, ∆q Betonrandspannung infolge häufiger Einwirkung aus Verkehr und ständiger
Last;
∆ q Häufige Einwirkung ∆q = g + ∆g
+ 0 , 5 ⋅ p ,
g = Eigengewicht, ∆ g = Ausbaulast, p = Verkehrslast;
A Z, r Restspannstahlfläche;
( 0)
ε Vordehnung des Spannstahls zum Zeitpunkt t = ∞; der Verlust der Vorspann-
v,∞
kraft infolge Kriechen und Schwinden darf ohne besonderen Nachweis mit 10 %
angesetzt werden;
E Z Elastizitätsmodul des Spannstahls (i.d.R. 205.000 N/mm²);
A b Betonquerschnittsfläche (Bruttoquerschnitt);
y bz Abstand des Spannstahlschwerpunkts zum Schwerpunkt des Betonquerschnitts
(Bruttoquerschnitt);
W b Widerstandsmoment der Randfaser des Betonbruttoquerschnitts;
M vx, ∞ Statisch unbestimmter Anteil des Moments aus der Vorspannung zum Zeitpunkt
t = ∞;
M ∆T, freq Moment infolge eines häufigen Anteils aus linearem Temperaturunterschied
∆Tfreq = 0,
5 ⋅ ∆T
mit
a) ∆T = 7 K wenn Oberseite wärmer als Unterseite,
b) ∆T = 3,5 K wenn Unterseite wärmer als Oberseite.
Tabelle 1: Rechenwerte des Betons
Regelwerk
DIN 4227:1953-10 DIN 4227 Spannbeton-
Beton B 300 1) B 450 1) B 600 1) Bn 350 2) Bn 450 2) Bn 550 2)
βW28 bzw. βWN 25 40 55 35 45 55
βR in N/mm² 15 24 33 21 27 33
βbZ in N/mm² 2,7 2,9 3,6 2,7 3,2 3,6
1) Bezeichnung bezogen auf Mittelwerte
2) Bezeichnung bezogen auf 5 %-Fraktilwerte
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M
W
b
7

Der Riss muss detektierbar sein. Sofern dies z.B. im Stützenbereich auf Grund einer
Fahrbahnabdichtung nicht möglich ist und auch alternativ ein Monitoring-System nicht
zum Einsatz kommen soll, muss der Nachweis an der Plattenunterseite, ggf. auch unter
Annahme eines gerissenen Zustands II, geführt werden. Falls dies nicht gelingt, ist der
Querschnitt zunächst als Querschnitt ohne ausreichendes Ankündigungsverhalten anzusehen.
4.2 Bestimmung der Restsicherheit zum Zeitpunkt der Rissbildung
Mit der unter Abschnitt 4.1 ermittelten Restspannstahlfläche wird gemeinsam mit der
vorhandenen Betonstahlbewehrung die Restsicherheit γp, bezogen auf die Verkehrseinwirkung,
ermittelt. Dabei wird mit folgenden Teilsicherheitsbeiwerten auf der Einwirkungs-
und auf der Widerstandsseite gerechnet:
• Ständige Einwirkung (Eigenlasten, Ausbaulasten)
γg,sup = 1,10 bzw.
γg,inf = 0,90.
Der ungünstigere Wert ist maßgebend.
• Die Einwirkungen aus statisch unbestimmtem Vorspannmoment und linearem
Temperaturunterschied gehen jeweils 1,0-fach in die Rechnung ein.
• Die Teilsicherheitsbeiwerte auf der Widerstandsseite sind generell mit 1,0 anzunehmen.
Folglich reduziert sich der Nachweis der Restsicherheit auf den Verkehrslastanteil. Die
Restsicherheit ist demnach nachgewiesen, wenn für die Verkehrseinwirkung an jeder
Stelle des Bauwerkes gilt: γp ≥ 1,10.
Der vorhandene Teilsicherheitsbeiwert γp für die Verkehrseinwirkung errechnet sich
nach Gleichung (6) wie folgt:
γ M + M ≤ M + M ,
g ⋅ g + γ p ⋅ M p + M vx, ∞
p
∆T
Az, r
M Az, r + M As − M ∆T − M vx, ∞ − γ g ⋅ M g
γ p =
1,10.
M
Dabei sind
γ g Teilsicherheitsbeiwert für ständige Einwirkung ( γ g = 1,1 bzw. 0,9; der ungünsti-
gere Wert ist maßgebend);
M Biegemoment infolge ständiger Einwirkung (Eigen- und Ausbaulasten);
g
M p Biegemoment infolge voller Verkehrsbeanspruchung;
M vx, ∞ Statisch unbestimmtes Biegemoment infolge Vorspannung zum Zeitpunkt t = ∞;
M Biegemoment infolge linearen Temperaturunterschieds;
∆T
M Tragmoment der restlichen, nicht ausgefallenen Spannbewehrung unter Ansatz
Az, r
einer parabel-rechteckförmigen bzw. einer bilinearen Spannungs-
M
Dehnungsbeziehung für den Beton mit einer rechnerischen Betondruckfestigkeit
βR nach Tabelle 1; ein gleichwertiger Spannungsblock darf angesetzt werden;
Tragmoment der vorhandenen Betonstahlbewehrung.
As
Bei der Bestimmung des Teilsicherheitsbeiwerts γp darf der Mittelwert der Streckgrenze
vom Betonstahl gemäß Tabelle 2 eingesetzt werden.
8
As

Tabelle 2: Rechenwerte der Streck Streck- bzw. β0,2-Grenzen des Betonstahls
Betonstahl
BSt I
BSt II a und b
BSt III a und b
BSt IV a und b
Tabelle 3: Rechenwerte der Streck Streck- bzw. β0,2-Grenzen Grenzen des Spannstahls St 145/160 bzw.
St 140/160
Spannstahl
Neptun Spannstahl
Sigma Spannstahl
Hennigsdorfer Spannstahl
Rechenwert der Streckgrenze in N/mm²
(0)
Die Dehnung ε s des Betonstahls bzw. die Zusatzdehnung des Spannstahls ε v − ε v
darf in der äußersten, zur Aufnahme der Beanspruchung im rechnerischen Bruchz Bruchzu-
stand herangezogenen Bewehrungslage 5 ‰ nicht überschreiten (Bild 4).
Bild 4: Dehnungsdiagramme (Quelle: DIN 4227:1988-12, Bild 8)
Das Verfahren nach der neuen Handlungsanweisung (2009) führt in der Tendenz auf etwas
günstigere Ergebnisse als die alten Empfehlungen (1993). Dennoch ergeben sich auch nach
der neuen Handlungsanweisung einzelne Querschnitte, für die sich der Nachweis eines au ausreichenden
Ankündigungsverhaltens nicht führen lässt bzw. die Risse an diesen Stellen nicht
detektierbar sind.
Hierzu enthält die neue Handlungsanweisung jedoch mit einem Verfahren auf stochastischer
Grundlage age gegenüber den alten Empfehlungen einen deutlichen Fortschritt. Mit diesem Ve Verfahren
kann das Ankündigungsverhalten von betroffenen älteren Spannbetonbrücken weite weiter-
9
VSVI Seminar, Friedberg/Hessen, 26. Mai 2010
242
396
462
550
Rechenwert der Streckgrenze
1420
1420
1370

gehend untersucht werden, selbst wenn einzelne Querschnitte keine ausreichende Restsicherheit
haben.
4.3 Nachweis des Ankündigungsverhaltens auf Systemebene
(Stochastischer Nachweis)
Hierbei wird ausgenutzt, dass eine Versagensankündigung durch Rissbildung in Querschnitten
mit Ankündigungsverhalten erfolgen kann, auch wenn einzelne Querschnitte kein Ankündigungsverhalten
haben. Diese Möglichkeit der Versagensvorankündigung ist umso
wahrscheinlicher, je weniger Spannstahl in den Querschnitten mit Ankündigungsverhalten
ausfallen muss, um eine Rissbildung zu verursachen, und je mehr Spannstahlbrüche in den
Querschnitten ohne Ankündigungsverhalten für ein Versagen erforderlich sind. Das Verfahren
wurde am Lehrstuhl für Massivbau der TU München entwickelt [8].
Dem Verfahren liegen folgende Annahmen zugrunde:
• Der Spannstahl fällt hüllrohrweise aus.
10
Korrosionsschäden an Spannbetontragwerken belegen, dass i. A. selten ein Draht
alleine bricht, sondern dass unter schlechten Randbedingungen ein gemeinsamer
Ausfall mehrerer Drähte oder Litzen eines Spannglieds an einer eng begrenzten
Stelle auftritt und damit das gesamte Spannglied betroffen ist.
Bei der rechnerischen Ermittlung der Auftretenswahrscheinlichkeit eines Versagens
ohne Vorankündigung wird daher angenommen, dass der Spannstahl hüllrohrweise
ausfällt.
• Die Auftretenswahrscheinlichkeit eines Spanngliedbruches ist längs der Spannglieder
gleich verteilt.
Beobachtungen bei Schadensfällen, wo Anrisse und Brüche nicht lokal, sondern
über das Bauwerk verteilt auftraten, bestätigen diese Annahme.
• Spanngliedausfälle werden in den Zehntelspunkten simuliert
Mit dem Verfahren erfolgt die Abschätzung der Auftretenswahrscheinlichkeit eines Versagens
ohne Vorankündigung. Wesentliche Eingangsparameter sind die Spanngliedanzahl
si im Querschnitt i, die Restspanngliedanzahl ncr,i bei Rissbildung sowie die zum Nachweis
einer ausreichenden rechnerischen Restsicherheit erforderliche Restspanngliedanzahl
nbr,i. Desweiteren die Anzahl der Querschnitte qk ohne ausreichende Restsicherheit,
in denen nbr,i > ncr,i gilt oder in denen Risse nicht detektierbar sind.
Bei dem stochastischen Verfahren hat die Anzahl der Spannglieder für die Beurteilung der
Querschnitte ohne ausreichendes Ankündigungsverhalten einen großen Einfluss. Mit zunehmender
Anzahl an Spanngliedern werden die Verhältnisse günstiger.
Auf dieser Grundlage kann die Auftretenswahrscheinlichkeit p eines Versagens ohne Vorankündigung
abgeschätzt werden. Der als zulässig angesehene Schwellenwert beträgt p
= 10 -4 .
Die Anwendung des Verfahrens wird durch ein komplett durchgerechnetes Zahlenbeispiel
als Anhang zur neuen Handlungsanweisung illustriert. Das stochastische Verfahren
baut auf den Ergebnissen der Abschnitte 4.1 und 4.2 auf.

4.4 Wertung
Mit der neuen Handlungsanweisung gelingt es in vielen Fällen für die betroffenen älteren
Spannbetonbrücken in Längsrichtung ein ausreichendes Ankündigungsverhalten nachzuweisen.
Durch Anwendung des Verfahrens auf stochastischer Grundlage müssen in diesen Fällen
keine Spannstahlproben mehr entnommen werden, eine Vorgehensweise, die ohnehin
fragwürdig ist.
Dagegen besteht für die Brückenquerrichtung nach wie vor erheblicher Forschungsbedarf.
Hier führt auch das Verfahren auf stochastischer Grundlage derzeit noch nicht zum Erfolg.
5. Zusammenfassung
In den 80er und 90er Jahren sind im Bereich des Hochbaus einzelne Schäden an ca. 30
Jahre alten Spannbetonbauteilen bekannt geworden. Als Ursache für die Schadensfälle wird
Spannungsrisskorrosion (SRK) des Spannstahls angesehen.
Spannungsrisskorrosion kann bei bestimmten älteren Spannstählen aus betroffenen Chargen
mit erhöhter Empfindlichkeit unter bestimmten Voraussetzungen verzögerte Brüche im
verpressten Zustand auslösen. Der Korrosionsfortschritt ist dabei sehr langsam und i.d.R.
nicht äußerlich erkennbar. Der Bruch des Spannstahls erfolgt meist plötzlich verformungsarm.
Aufgrund der geringen Anzahl von Schadensfällen ist infolge SRK kein bedeutender volkswirtschaftlicher
Schaden entstanden. Trotzdem kann wegen des möglichen plötzlichen Versagens
des Spannstahls ein Sicherheitsrisiko für einzelne ältere Bauwerke bestehen.
Die neue Handlungsanweisung von 2009 zur Beurteilung von älteren Spannbetonbrücken
enthält gegenüber den Empfehlungen von 1993 mit dem Verfahren auf stochastischer
Grundlage einen deutlichen Fortschritt für die Bewertung in Brückenlängsrichtung. Mit diesem
Verfahren kann das Ankündigungsverhalten weitergehend untersucht werden, selbst
wenn einzelne Querschnitte keine ausreichende Restsicherheit haben.
Für die Beurteilung der Brückenquerrichtung besteht nach wie vor dringender Forschungsbedarf.
Bei Neubauten tritt aufgrund unempfindlicherer Spannstähle und höherer Anforderungen an
das Lagern, Einbauen und Verpressen von Spanngliedern bei Einhaltung der geltenden Vorschriften
i.d.R. keine SRK mehr auf. Durch die aktuellen konstruktiven Regelungen wird i. A.
außerdem ein ausreichend robustes Tragverhalten von Spannbetonbauteilen bei Spanngliedausfällen
sichergestellt.
VSVI Seminar, Friedberg/Hessen, 26. Mai 2010
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Literatur
[1] Nürnberger, U.: Studie zu Spannstahlbrüchen, Abschlussbericht zum Forschungsauftrag,
DBV 210, 25. Juli 1998
[2] Nürnberger, U.: Korrosion und Korrosionssschutz im Bauwesen, Bauverlag,
Wiesbaden 1995
[3] Bertram, D.; Hartz, U.; Isecke, B.; Jungwirth, D.; Litzner, H-U.; Manleitner, S.;
Nürnberger, U.; Riedinger, H.; Rustler, G.; Schießl, P.: Gefährdung älterer Spannbetonbauwerke
durch Spannungsrisskorrosion an vergütetem Spannstahl in nachträglichem
Verbund. DIBT Mitteilungen 2/2002
[4] Krumbach, R.; Meichsner, H.; Schubert, L.: Untersuchungen zur Dauerbeständigkeit
von vorgefertigten Spannbeton-Brückenträgern, Beton- und Stahlbetonbau 1997, Heft
12
[5] Mietz, J.; Fischer, J.; Isecke, B.; Spannstahlschäden an einem Brückenbauwerk infolge
von Spannungsrisskorrosion, Beton- und Spahlbetonbau 1998, Heft 7
[6] Isecke, B.; Manzel, K.; Mietz, J.; Nürnberger, U.: Gefährdung älterer Spannbetonbauwerke
durch Spannungsrisskorrosion, Beton- und Spannbetonbau 1995, Heft 5
[7] Der Bundesminister für Verkehr: Empfehlungen zur Überprüfung und Beurteilung von
Brückenbauwerken, die mit vergütetem Spannstahl St 145/160 Neptun N40 bis 1965
erstellt wurden, Stand Juli 1993
[8] Lingemann, J.: Zum Ankündigungsverhalten von älteren Brückenbauwerken bei
Spannstahlausfällen infolge von Spannungsrisskorrosion. Dissertation, Technische
Universität München, Lehrstuhl für Massivbau, München, 2009
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