eJournals

Herausgegeben von Matthias Müller 7. Brückenkolloquium Fachtagung über Beurteilung, Instandsetzung, Ertüchtigung und Ersatz von Brücken Tagungshandbuch 2026 7. Brückenkolloquium 29. und 30. September 2026 Technische Akademie Esslingen Herausgegeben von Dr.-Ing. Matthias Müller 7. Brückenkolloquium Fachtagung über Beurteilung, Instandsetzung, Ertüchtigung und Ersatz von Brücken Tagungshandbuch 2026 Medienpartner Bibliografische Information der Deutschen Nationalbibliothek Die Deutsche Nationalbibliothek verzeichnet diese Publikation in der Deutschen Nationalbibliografie; detaillierte bibliografische Daten sind im Internet über http: / / dnb.dnb.de abrufbar. Das Werk einschließlich aller seiner Teile ist urheberrechtlich geschützt. Jede Verwertung außerhalb der engen Grenzen des Urheberrechtsgesetzes ist ohne Zustimmung des Verlages unzulässig und strafbar. Das gilt insbesondere für Vervielfältigungen, Übersetzungen, Mikroverfilmungen und die Einspeicherung und Verarbeitung in elektronischen Systemen. Das vorliegende Werk wurde mit großer Sorgfalt erstellt. Fehler können dennoch nicht völlig ausgeschlossen werden. Weder Verlag noch Autoren oder Herausgeber übernehmen deshalb eine Haftung für die Fehlerfreiheit, Aktualität und Vollständigkeit des Werkes und seiner elektronischen Bestandteile. © 2026. Alle Rechte vorbehalten. expert verlag Ein Unternehmen der Narr Francke Attempto Verlag GmbH + Co. KG Dischingerweg 5 · D-72070 Tübingen E-Mail: info@verlag.expert Internet: www.expertverlag.de Printed in Germany ISBN 978-3-381-16381-6 (Print) ISBN 978-3-381-16382-3 (ePDF) Technische Akademie Esslingen e. V. An der Akademie 5 · D-73760 Ostfildern E-Mail: bauwesen@tae.de Internet: www.tae.de 5 7. Brückenkolloquium - September 2026 5 Vorwort Brückenbauwerke stehen in Deutschland weiterhin in besonderem Maße im Fokus von Öffentlichkeit, Politik und Fachwelt. Viele Brückenbauwerke in Deutschland erreichen ein Alter, das eine Weiterentwicklung der Erhaltungs- und Betreiberstrategien erfordert - von der Bestandsbewertung über Maßnahmen zur Restnutzungsdauerverlängerung bis hin zum Ersatzneubau. Gleichzeitig steigen die Anforderungen an Verfügbarkeit, Nachweisführung, Bauprozesse, Dauerhaftigkeit und Ressourceneffizienz. Hinzu kommen neue Möglichkeiten durch digitale Methoden, datenbasierte Verfahren und innovative Baustoffe, die den Umgang mit dem Brückenbestand und mit Ersatz- und Neubauaufgaben spürbar verändern. Das Brückenkolloquium der Technischen Akademie Esslingen hat sich als etabliertes Fachformat für aktuelle Herausforderungen im Brückenbau bewährt. Es dient dem interdisziplinären Erfahrungs- und Wissensaustausch von Forschern, Planern, Ausführenden, Eigentümern, Betreibern und der Bauwirtschaft. Im Mittelpunkt stehen tragfähige Lösungen für Erhaltung, Instandsetzung, Ertüchtigung, Ersatzneubau und Betrieb von Brückenbauwerken. Zugleich greift die Tagung neue Entwicklungen bei Baustoffen, Bauverfahren, Digitalisierung, Monitoring und datenbasierten Strategien für den Brückenbestand auf. Die Beiträge des 7. Brückenkolloquiums spannen thematisch den Bogen von Spannungsrisskorrosion, Nachrechnung und messtechnischer Zustandsbewertung über Ersatzneubau, modulare Bauprozesse und innovative Ertüchtigungsverfahren bis hin zu BIM, digitalen Zwillingen, KI-gestützter Bauwerksprüfung und Betreiberstrategien. Damit bildet der Tagungsband die fachliche Breite aktueller Entwicklungen im Brückenbau ebenso ab wie den hohen Praxisbezug der vorgestellten Lösungsansätze. Das vorliegende Tagungshandbuch enthält die vorab eingereichten Beiträge zu den Vorträgen und bietet einen Überblick über aktuelle Methoden, Verfahren und Technologien zur Beurteilung, Planung, Bau, Instandhaltung und zum Betrieb von Brückenbauwerken. Weitere Informationen unter: www.tae.de/ 50035 ..,WURTH Innovatives Verstärkungssystem mit bauaufsichtlicher Zulassung • Erhebliche Steigerung der Querkraft- und Durchstanztragfähigkeit • Deutliche Erweiterung der Nutzungsdauer des Bauwerks • Verwendung für dynamisch (nicht-ruhend) belastete Tragwerke • Sofortige Belastbarkeit • Schnelle Installation unter Aufrechterhaltung des Betriebs • Minimierung wirtschaftlicher Schäden durch Vermeidung von Staus • Positiver Beitrag zur C0 2 -Bilanz 7 7. Brückenkolloquium - September 2026 7 Inhaltsverzeichnis 1.0 Spannungsrisskorrosion 1.1 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton 13 Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Finckh 1.2 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken 23 cand.-Ing. Erik Becher, Dipl.-Ing. (SFI/ IWE) Max Fiedler, Chris Voigt, M. Eng., Dr.-Ing. Silke Scheerer, Dr.-Ing. Gregor Schacht, Univ.-Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx 2.0 Faseroptik und prädiktive Erhaltung 2.1 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik 35 Univ. Prof. Dipl.-Ing. Dr. Werner Lienhart, Dr. Sasan Farhadi 2.2 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken 43 Henrik Becks, M. Sc., Dr.-Ing. Karin Reißen, Dipl.-Ing. Hans-Peter Doser, Prof. Dr.-Ing. Martin Claßen 2.3 FOSsure - Zustandsbewertung von Massivbrücken 51 Dipl.-Ing. Miriam Kroschel, Dipl.-Ing. Bertram Richter, Dr.-Ing. Vazul Boros, Dr.-Ing. Christos Karapanagiotis, Dr.-Ing. Frank Jesse, Dr.-Ing. Katarzyna Zdanowicz, Dipl.-Ing. Maciej Kwapisz, Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx 2.4 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren 59 Dr.-Ing. Vazul Boros, Dr.-Ing. Alois Vorwagner, Prof. Dr. Werner Lienhart, Maciej Kwapisz, Dr.-Ing. Dominik Prammer 3.0 Ersatzneubau und modulare Bauprozesse 3.1 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad 69 Dipl.-Ing. (FH) Andreas Danders 3.2 Innovative Technik für den Verschub der gevouteten Cölvebrücke über laufendem Bahnverkehr 79 Josef Teupe 4.0 Digitale Planung und Modellierung 4.1 A1 Süderelbbrücke 85 Peter-Felix von Berg, M. Sc., Dr.-Ing. David Osthoff 4.2 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge 95 Mohamed Mansour, M. Sc., Hristo Vassilev, M. Sc., Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jörg Blankenbach 8 8 7. Brückenkolloquium - September 2026 5.0 Brückenverstärkung/ -instandsetzung mit UHFB 5.1 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz 107 Prof. em. Dr. Dipl.-Ing. ETH Eugen Brühwiler 5.2 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten 115 Univ.-Prof. Dr.-Ing. Vincent Oettel, Marvin Wilkening, M. Eng., Michelle Pfeifer, M. Sc. 5.3 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) 125 Univ.-Prof. Dr.-Ing. Torsten Leutbecher 5.4 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) 135 Prof. Dr. Jörg Jungwirth 6.0 Holz- und Holz-Beton-Verbundbrücken 6.1 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau 145 Dominik Niewerth, Frank Miebach 6.2 Innovativer Entwurf in Holzbauweise 151 Jean-Marc Waeber, Bauingenieur HES, Stéphane Cuennet, Bauingenieur HES 7.0 Verkehrseinwirkungen 7.1 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken 161 Prof. Dr.-Ing. Ursula Freundt, Prof. Dr.-Ing. Gero Marzahn, Dipl.-Ing. Ralph Holst 7.2 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz 169 Gregor Rösler, M. Sc., Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martina Schnellenbach-Held, Prof. Dr.-Ing. Theda Lücken-Girmscheid 7.3 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand 177 Marco Maibaum, Dr.-Ing. Josef Karl Kraus, Prof. Dr.-Ing. Karsten Geißler 8.0 Betreiberstrategien und Lebenszyklusmanagement 8.1 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie 191 Dr. Bastian Wacker, Dr. Eva Viefhues 8.2 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken 197 Dipl.-Ing. Valentin Zelger, B. Sc., Sören Neumann, M. Sc., Univ.-Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Oliver Fischer, Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Patrick Huber, B. Sc. 9.0 Spezialthemen Erhaltung, Material und Nachweis 9.1 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland 209 Nils-Christian Rokoß, M.-Sc., Prof. Dr.-Ing. Gesa Kapteina, Prof. Dr.-Ing. Christoph Dauberschmidt, Dr.-Ing. Maria Teresa Alonso Junghanns, Dr.-Ing. Matthias Müller 9.2 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen 217 Leopold Staller, M. Sc., PD Dr.-Ing. Roland Niedermeier, Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer 9 7. Brückenkolloquium - September 2026 9 10.0 Nachrechnung 10.1 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung 227 Marie Otto, M. Sc., Bjarne Sprenger, M. Sc., Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martina Schnellenbach-Held 10.2 Kalibrierung von Tragwerksmodellen und Identifikation von Schäden am Beispiel der Forschungsbrücke openLAB 235 Dr.-Ing. Wassim Abu Abed, Dipl.-Ing. Olaf Jüntgen 10.3 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken als Grundlage zur Priorisierung von Maßnahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer 239 Malay Mishra, Lydia Puttkamer, Dieter von Weschpfennig 11.0 Monitoring und Messdaten im Bestand 11.1 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke 249 Dipl.-Ing. Matthias Bunz, Dipl.-Ing. Jochen Reinhard, Tanja Zeller, M. Sc. 11.2 Brückenmonitoring im Bestand 259 Prof. Dr.-Ing. Daniel Pak, Sebastian Korte, M. Sc., Prof. Dr. Günter Seidl 11.3 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen 265 Steven R. Lorenzen, Maximilian M. Rupp, Max Brandenstein, Clemens Hübler 11.4 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring 273 Julia Hau, Niklas Epple, Camila Andrea Sanchez Trujillo, M. Sc., Daniel Fontoura Barroso, Norman Diersch, Dr. rer. nat. Ernst Niederleithinger 11.5 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme 283 Jonas Geng, M. Sc., Marcel Nowak, M. Sc., Thibault Tepho, M. Sc., Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer 11.6 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken 293 Marleen Waßmann, M. Sc., Chris Voigt, M. Eng., Dr.-Ing. Hubert Naraniecki, Dipl.-Ing. Andreas Jackmuth 11.7 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln 301 Dr.-Ing. Joerg Gallwoszus, Prof. Dr.-Ing. Martin Herbrand, David de Hesselle, M. Sc. 11.8 Ultraschall-Monitoring eines provozierten Spanndrahtbruchs an der Gänstorbrücke Ulm/ Neu-Ulm 311 PD Dr. rer. nat. Ernst Niederleithinger, Camila Andrea Sanchez Trujillo, M. Sc., Niklas Epple, M. Sc., Julia Hau, M. Sc., Dipl.-Ing. Eckhard Kempkens 12.0 Digitale Zwillinge 12.1 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke 317 Dr. Iris Hindersmann, Lydia Puttkamer, Dr.-Ing. Matthias Müller 12.2 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg 325 Dr.-Ing. Hubert Naraniecki, Dipl.-Ing. Sabine Reim, Niklas Schwarz, M. Sc. 12.3 Reale Brücken digital verstehen 337 Dipl.-Ing. Wieland Busse 10 10 7. Brückenkolloquium - September 2026 13.0 Stahl- und Verbundbrücken im Bestand 13.1 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise 345 Dr.-Ing. Heinz Friedrich, Jo Plamper, M. Eng., Dr.-Ing. Yasser Alqasem 13.2 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde 357 Dr.-Ing. Nico Steffens, Felix Kaplan, M. Sc. 13.3 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken 369 Felix Reuen, M. Sc., Prof. Dr.-Ing. Bernd Naujoks 14.0 Künstliche Intelligenz 14.1 Von Daten zu Entscheidungen - KI-gestützte Zustandsbewertung und Echtzeit-Monitoring für Brückenportfolios 379 Norman Diersch, Yves Reuland 14.2 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren 381 Dr.-Ing Yasser Alqasem, Prof. Dr.-Ing. Markus König 15.0 Verstärkung und Ertüchtigung 15.1 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein 393 Dr.-Ing. Karin Reißen, Daniel Brockmann, M. Sc., Dipl.-Ing. Hans Peter Doser, Dipl.-Ing. Steffen Böhm, Dipl.-Ing. Holger Klein, Dipl.-Ing. Thomas Runte, Dipl.-Ing. Helmut Kohlhauer, Markus Sommer, B. Eng. 15.2 Externe Vorspannung für die Talbrücke Wannebach 401 Dipl.-Ing. Kay Löffler 16.0 Digitale Bauwerksprüfung 16.1 BIM ist kein 3D-Modell 407 Simon Werz, M. Sc., Prof. Dr.-Ing. Martin Mertens 16.2 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung 413 Bernhard Braun, M. Eng., Dr. rer. nat. Stefan Kraus, Regina Panzer, M. Eng. 16.3 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung 419 Jessica Steinjan, B. Eng., Dipl.-Ing. Jan-Derrick Braun, Patrick Herbers, M. Sc., Lisa Freifrau von Rössing, M. Sc., Bernhard Braun, M. Eng., Regina Panzer, M. Eng., Prof. Dr.-Ing. Markus König 17.0 Anhang 17.1 Programmausschuss 427 17.2 Autorenverzeichnis 429 Spannungsrisskorrosion 7. Brückenkolloquium - September 2026 13 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Finckh Ostbayerische Technische Hochschule Regensburg Zusammenfassung Mit geklebter Bewehrung kann jegliche Art von fehlender Bewehrung ergänzt werden. Insbesondere mit aufgeklebten CFK-Lamellen lassen sich mit sehr kurzen Bauzeiten Brücken verstärken. Bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl kann es möglicherweise zu einem plötzlichen und verformungsarmen Bruch der beanspruchten Stähle zumeist ohne eine mit bloßem Auge sichtbare Korrosionsausbildung kommen. Um einen plötzlichen und unangekündigten Biegebruch des Bauteils auszuschließen, muss ein Spannstahlausfall durch Rissbildung am Bauwerk rechtzeitig ankündigt (Riss vor Bruch) werden. Falls dies rechnerische am Bestand nicht erfüllt werden kann, ist es möglich durch die Anordnung einer zusätzlichen Bewehrung das Ankündigungsverhalten nachtäglich herzustellen. Ziel ist dabei, so viel Bewehrung anzubringen, dass nach einer Rissbildung an einem Träger aufgrund des Ausfalls der Spanndrähte die vorhandene Belastung mit ausreichender Sicherheit abgetragen werden kann. Im Rahmen des Artikels wird dargestellt, wie dies baupraktisch mit auf- und eingeklebten CFK-Lamellen erfolgen kann. 1. Einführung Brückenbauwerke bilden eine tragende Säule unserer Verkehrsinfrastruktur. Einige dieser Bauwerke sind mit spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl vorgespannt worden. Bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl kann es möglicherweise zu einem plötzlichen Bruch kommen. Um einen plötzlichen und unangekündigten Biegebruch des Bauteils auszuschließen, muss das Bauteil in der Lage sein, bei einem Spannstahlbruch eine Biegerisse auszubilden und gleichzeitig darf es nicht versagen. Hierzu ist unter anderem eine bestimmte Menge an schlaffer Bewehrung nötig, welche im Neubau auch als Robustheitsbewehrung bezeichnet wird. Oft ist in Bestandsbrücken diese jedoch nicht vorhanden, da zum Zeitpunkt der Erstellung diese Regelungen noch nicht vorhanden waren. Solche Bestandsbrücken sind auch heutiger Sicht nicht ausreichend sicher. Ein Ersatzneubau ist in vielen Fällen jedoch nicht kurzfristig umsetzbar. Die Verstärkung mit geklebter Bewehrung bietet hier eine Möglichkeit diese Bauwerke wieder für die Phase bis zu einem Ersatzneubau ausreichend sicher zu machen. 2. Verstärkung mit geklebter Bewehrung 2.1 Verfahren Das Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung ist ein gängiges Verfahren beim Bauen im Bestand wird in Deutschland schon seit vielen Jahrzehnten erfolgreich ausgeführt. Im Gegensatz zu vielen anderen Verfahren ist für das Applizieren zusätzlicher Bewehrung kaum Baustelleneinrichtung nötig, außerdem werden die Bauteilabmessungen kaum verändert. Verbundwerkstoffe aus kohlenstofffaserverstärkten Kunststoffen (CFK) eignen sich durch ihre hervorragende Materialeigenschaften, unter anderem eine hohe Zugfestigkeit, bei linear elastischen Materialverhalten, gute Ermüdungseigenschaften sowie ihr geringes Gewicht bestens für die nachträgliche Verstärkung. In den meisten Fällen werden dazu derzeit CFK-Lamellen verwendet. CFK-Lamellen sind unidirektionale Bänder, bei welchen die Fasern bereits im Werk in einer Epoxidharzmatrix getränkt und thermisch ausgehärtet und als Komposit auf die Baustelle geliefert werden. Diese werden dann mit einem spachtelbaren Klebemörtel auf Epoxidharzbasis mit dem Beton verklebt. Im Gegensatz dazu werden die Kohlenstofffasergelege mit dem Epoxidharz direkt nass an den Beton geklebt, welche höhere Flexibilität bietet, jedoch höhere Anforderungen an die Baustelle stellt. Die Lamellen können sowohl auf den Beton sowie bei ausreichender Betondeckung in vorab hergestellte Schlitze eingeklebt werden. Ein Überblick über verschiedenen Möglichkeiten zum Einsatz der geklebten Bewehrung zum Verstärken von Betonbauteile ist z. B. in [1, 2] enthalten. Zur Erhöhung der Biegetragfähigkeit, welche in Deutschland das Hauptanwendungsgebiet bildet, können Kohlenstofffasergelege und CFK-Lamellen direkt auf die vorbehandelte Oberfläche des Betons verklebt werden. Bei ausreichender Betondeckung ist das Verkleben der Lamellen in Schlitze eine wirtschaftliche Alternative. Die beiden unterschiedlichen Applizierungsarten sind in Abb. 1 dargestellt. 14 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Abb. 1: CFK-Lamelle aufgeklebt und eingeschlitzt 2.2 Regelungssituation In Europa steht mit der EN 1992-1-1 (11.2023) [3] Anhang J ein Regelungsvorschlag für die Bemessung und Konstruktion von Verstärkungen mit geklebter Bewehrung zur Verfügung. Ergänzt wird dieses Konzept mit Europäischen Produktzulassungen, welche mit einer Prüfung nach EAD [4] erlangt werden kann. In Deutschland wird die Verstärkung von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung derzeit durch die DAfStb- RiLi VBgB (03.2012) [5] geregelt. Diese Richtlinie regelt sowohl die Bemessung wie auch die Ausführung. In der Bemessung wird die DIN EN 1992-1-1 (01.2011) [6] in Verbindung mit der DIN EN 1992-1-1/ NA (04.2013) [7] durch die für die DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] um verstärkungsspezifische Regelungen ergänzt. Derzeit ist aufgrund der zweiten Generation der Eurocodes eine Neufassung der Richtlinie [8] in Arbeit, welche voraussichtlich Ende 2026 als Weißdruck veröffentlich wird. Zusätzlich zur Richtlinie ist für das Verstärkungssystem, welches im Wesentlichen aus Klebstoff und Bewehrungselement besteht, eine bauaufsichtliche Zulassung (aBZ) bzw. eine allgemeine Bauartgenehmigung (aBG) erforderlich. Diese sind von mehreren Herstellern vorhanden. Zur Erläuterung und Veranschaulichung der Richtlinie das DAfStb-Heft 595 [9] auch eine Hintergrunddokumentation und eine Bemessungsbeispielsammlung. Jedoch enthält dies keine Beispiele zu Brücken oder zur Ermüdung. 2.3 Anwendung als Brückenverstärkung Während die Technologie im Hochbau früh breite Anwendung fand, verlief die Entwicklung im Brückenbau differenzierter. In den 1980er-Jahren wurden zahlreiche Koppelfugenverstärkungen ausgeführt, wie etwa an der Talbrücke Sterbecke. Doch bereits 1992 kamen erste Zweifel an der Ermüdungsfestigkeit des Verbunds zwischen Beton, Klebstoff und Bewehrung auf. Diese Bedenken führten zu intensiven Forschungsaktivitäten, unter anderem zu den ersten Ermüdungsansätzen 1995 und den umfangreichen Untersuchungen zur Verbundermüdung in Braunschweig zwischen 2008 und 2012. Die Ergebnisse dieser Arbeiten flossen schließlich in die Ermüdungsnachweise der DAfStb-Richtlinie von 2012 ein. Ein zentrales Problem bestand lange darin, dass die verfügbaren Regelwerke zwar Beispiele für den Hochbau enthielten, jedoch kaum spezifische Erläuterungen oder Bemessungsbeispiele für Brückenbauwerke boten. Gerade im Brückenbau sind die Nachweise aufgrund der zyklischen Verkehrsbelastungen und der Spannbetonbauweise deutlich anspruchsvoller. Diese Lücke erschwerte die praktische Anwendung der Richtlinie erheblich. Um diese Lücke zu schließen, wurde ein Fachbuch [10] herausgegeben, welches die Anwendung geklebter Bewehrung im Brückenbau systematisch aufarbeitet. Es enthält ausführliche Erläuterungen zu Anwendungsgebieten, Besonderheiten der statischen Nachweise sowie detaillierte Darstellungen der Ermüdungsbzw. Betriebsfestigkeitsnachweise. Darüber hinaus werden mehrere praxisnahe Beispiele vorgestellt, darunter: • die Verstärkung einer ZweifeldSpannbetonbrücke, • die Querverstärkung einer Straßenbrücke mit eingeklebten Lamellen, • die Längsverstärkung einer Straßenbrücke mit aufgeklebten Lamellen, • sowie die Herstellung des Ankündigungsverhaltens (SpRK) an einem Spannbettbinder. Die aufwändige Spannungsermittlung wurden dabei mithilfe der Berechnungssoftware SOFiSTiK durchgeführt, und die zugehörigen Eingabedaten stehen online zur Verfügung. Das Werk richtet sich an Ingenieurinnen und Ingenieure, die bereits Grundwissen zur geklebten Bewehrung besitzen und dieses gezielt auf den Brückenbau übertragen möchten. Das Grundwissen zu Verstärkungen von Betonbauteilen und insbesondere zur geklebten Bewehrung kann z. B. in [1] nachgelesen werden. 3. Spannungsrisskorrosion 3.1 Phänomen Gemäß [11] versteht man unter Spannungsrisskorrosion die Ausbreitung von Rissen in Werkstücken unter der gleichzeitigen Einwirkung von Korrosion und statischer mechanischer Zugspannung. Eine Schädigung durch Spannungsrisskorrosion erfolgt gemäß [12] in drei Phasen: 1. Rissbildungsprozess - Inkubationsphase der Anrissbildung 2. Risswachstumsprozess - Rissausbreitung infolge von Spannungsrisskorrosion 3. Reißphase Der Bruch erfolgt in der Regel plötzlich und verformungsarm. Im Unterschied zu anderen Korrosionsarten ist in keiner der genannten Phasen zwangsläufig ein mit dem bloßen Auge erkennbarer Korrosionsangriff feststellbar. Nach [13] müssen für die Entstehung von Spannungsrisskorrosion folgende drei Voraussetzungen gegeben sein: • eine dauerhafte Zugspannung im Grundmaterial (auch Eigenspannungen) • die grundsätzliche Anfälligkeit des Spannstahls für diese spezielle Korrosionsart Angebot an Wasserstoff, der in das Metallgefüge eindiffundieren kann. Um Spannungsrisskorrosion zu vermeiden, ist es ausreichend, eine der drei Bedingungen auszuschalten. 7. Brückenkolloquium - September 2026 15 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton 3.2 Gefährdet Spannstähle Nach dem jetzigem Wissenstand gelten gemäß HA-SPK [14] folgende Spannstähle als gefährdet bzw. stark gefährdet gegenüber Spannungsrisskorrosion: • Vergüteter Spannstahl St 145/ 160, Querschnitt rund oder oval, Hersteller Felten & Guilleaume Carlswerke AG, Handelsname Neptun, Produktionszeitraum 1959 bis 1965 • Vergüteter Spannstahl St 145/ 160, Querschnitt rund oder oval, Hersteller Hütten- und Bergwerke Rheinhausen AG, Handelsname Sigma, Produktionszeitraum bis 1978. • Vergüteter Hennigsdorfer Spannstahl St 140/ 160, Querschnitt rund oder oval, Hersteller VEB Stahl- und Walzwerk Hennigsdorf (ehemals DDR); Produktionszeitraum 1960 bis 1983 • HTMB-Stahl: Querschnitt oval, Hersteller VEB Stahl- und Walzwerk Hennigsdorf (ehemals DDR), Produktionszeitraum 1981 bis 1993. Insbesondere die ovalen bzw. rechteckigen Querschnitte, wie diese in Abb. 2 dargestellt sind, gelten aufgrund der eingewalzten Eigenspannungen als besonders problematisch. Abb. 2: Querschnitte der Ovalstähle Für den Hennigsdorfer Spannstahl wurden ovale Querschnitte mit den Querschnittsflächen von 30, 35, 40 und 50 mm² gefertigt. Mit der Umstellung der Produktion auf HTMB-Stahl wurde der Querschnitt 30 mm² aus dem Lieferprogramm entfernt. Neben der Verwendung in Spannverfahren wurden die ovalen Querschnitte besonders oft beim Vorspannen im sofortigen Verbund verwendet, da die Eintragungslängen aufgrund der ovalen Form sehr kurz werden. 4. Nachweis zum Ankündigungsverhalten 4.1 Grundlagen Aufgrund der ersten Schadensfälle mit verzögerten Spannstahlbrüchen nach langjähriger Nutzung wurde mit [15] die erste Vorschrift für SpRK-gefährdete Bauwerke erlassen. Das prinzipielle Vorgehen nach diesen Empfehlungen basiert auf einem Vorschlag von [16]. Laut [15] wird in einer querschnittsweisen Betrachtung gefordert, dass bei sukzessiv reduziertem Spannstahl unter häufigen Lasten eine Rissbildung im Beton auftritt und zugleich unter der vollen Verkehrslast die Tragfähigkeit noch gewährleistet werden kann. Dieses Verhalten wird als Ankündigungsverhalten (AKV) des Tragwerks bezeichnet. In allen betrachteten Querschnitten, wie beispielsweise den Zehntelspunkten, ist ein Ankündigungsverhalten nachzuweisen. Die Erfahrungen aus den Berechnungen nach [14] zeigten gemäß [17] ein Problem bei der Nachweisführung in gering belasteten Querschnitten. Um im Betonquerschnitt unter häufiger Belastung eine Rissbildung zu erreichen, müssen in einzelnen Bereichen, wie beispielsweise im Momentennulldurchgang, aufgrund der geringen Bewehrung mit Betonstahl sehr hohe Mengen an Spannstahl ausfallen. Die Tragfähigkeit unter voller Verkehrslast kann mit der geringen verbleibenden Menge an Spannstahl nicht nachgewiesen werden. Das gesamte Bauwerk muss daher aufgrund des querschnittsweisen Nachweises als SpRK-gefährdet eingestuft werden. In anderen Querschnitten, wie etwa in der Feldmitte, würde jedoch bereits bei einer deutlich geringeren Ausfallquote des Spannstahls ein Riss entstehen. Es wurde von [17] angenommen, dass ein lokal signifikant unterschiedliches Verhalten des Spannstahls über die Bauteillänge nicht zu erwarten ist. Aus diesem Grund wurde auf Basis der querschnittsweisen Vorgehensweise von [18] ein stochastischer Nachweis auf Systemebene entwickelt. Dieser stochastische Nachweis wurde in vereinfachter Form in die HA-SPK [14] implementiert. Neben den Regelungen der Bundesfernstraßen hat auch die Deutsche Bahn AG Regelungen für Eisenbahnbrücken mit spannungsrisskorrosionsgefährdeten Spannstählen in der RiL 805 (03.2022) [19] erlassen. Die rechnerischen Nachweise sind mit Nachrechnungskonzept (NK SpRK) durchzuführen, welche z. B. auszugsweise in [20] enthalten ist. Nachfolgend ist das Konzept der HA-SPK [14] für die Querschnittsweise Betrachtung wiedergeben und erläutert. Hintergründe zu stochastischen Beurteilungsverfahren, welche die Basis für das vereinfachte stochastische Verfahren nach HA-SPK [14] bilden, sind in [18,-21] enthalten. In [22] wird die HA-SPK [14] für Brücken in Längstragrichtung analysiert und eine Optimierung vorgeschlagen. Auf Basis eines stochastischen Ansatzes schlägt [22] ein praxistaugliches Bewertungskonzept für die SpRK-Gefährdung in Quertragrichtung vor. Zusätzlich zur HA-SPK [14] wurde in [23] ein probabilistisches Verfahren entwickelt, um Prüfintervalle für SpRK-gefährdete Bauwerke festzulegen. Eine Zusammenfassung zu „Spannungsrisskorrosion bei Massivbrücken“ findet sich z. B. in [24]. Weitere Informationen zur Integration der Handlungsanweisung Spannungsrisskorrosion in die Nachrechnungsrichtlinie [25] finden sich in [26]. 16 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Der rechnerische Nachweis des Ankündigungsverhaltens hat das Ziel, bei vorgespannten Betonbauteilen mit spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl die Fähigkeit zur frühzeitigen Erkennung eines drohenden Versagens nachzuweisen. Es soll gezeigt werden, dass vor dem eigentlichen Versagen eine Veränderung im Verformungsverhalten oder in der Traglastaufnahme des Bauteils auftritt, was bei einer Rissbildung der Fall ist. Diese Risse dienen als sichtbare oder messbare Vorankündigungen, die eine rechtzeitige Detektion des Schadenszustands und damit ein Eingreifen zur Schadensbegrenzung oder Verstärkung ermöglichen. Der rechnerische querschnittsweise Nachweis erfolgt in zwei aufeinander auf bauenden Schritten: • Schritt 1: Bestimmung der Restspannstahlflächebei Rissbildung (Abschnitt 4.2) • Schritt 2: Nachweis der Restsicherheit (Abschnitt 4.3) Der Querschnittsnachweis sollte in den Zehntelspunkten der einzelnen Feldlängen des Bauwerks durchgeführt werden, um eine Vergleichbarkeit der Berechnungsergebnisse mit anderen Bauwerken zu erhalten. Bei Querschnittsänderungen oder Spanngliedverankerungen kann ein zusätzlicher Schnitt eingefügt oder verschoben werden. In [24] wird darauf hingewiesen, dass ein Spannglied beim Nachweis des Ankündigungsverhaltens in einem Querschnitt als „gerissen“ und gleichzeitig im benachbarten Querschnitt als „ungerissen“ und somit voll wirksam betrachtet werden kann. Aus diesem Grund muss der minimale Abstand der Untersuchungsquerschnitte größer oder gleich der Verankerungslänge der vorhandenen Spannglieder sein, um Auswirkungen eines Spanndrahtbruchs auf die Tragfähigkeit in benachbarten Querschnitten auszuschließen. Bei Bauteilen mit geringem Bewehrungsgrad entspricht der Abstand zwischen Biegerissen in etwa der Bauteilhöhe. Daher sollte auch der Abstand zwischen Untersuchungsquerschnitten nicht viel kleiner als die Bauteilhöhe sein. In den Querschnittsnachweisen werden nur die Einwirkungen aus Biegung und Längskraft berücksichtigt. Ein Hauptzugspannungsnachweis, der die Querkraftbeanspruchung berücksichtigt, führt gemäß [27] in der Regel nur zu einer geringfügigen Verbesserung der rechnerischen Vorhersage und wird daher normalerweise nicht durchgeführt. Darüber hinaus ist ein plötzliches Querkraftversagen nach [27] aufgrund des Ausfalls von Spanngliedern in der Regel nicht entscheidend. 4.2 Restspannstahlfläche bei Rissbildung Im ersten Schritt wird die Restspannstahlfläche A Z,r berechnet, bei der im betrachteten Querschnitt unter der häufigen Einwirkungskombination die zentrische Betonzugfestigkeit überschritten wird. Dies wird als Indiz für die Bildung sichtbarer Biegerisse gewertet, die im Sinne des Ankündigungsverhaltens als Frühsymptom eines bevorstehenden Versagens interpretiert werden. Die Restspannstahlfläche kann dabei mit Gleichung (1) berechnet werden. Vereinfachend werden zur Ermittlung aller Spannungen Bruttoquerschnittswerte angesetzt. (1) Die Formelzeichen sind der HA-SPK [14] zu entnehmen. Die Gleichung (1) wurde gemäß [24] für reine Biegebeanspruchung hergeleitet. Bei Einwirkung äußerer Normalkraft wie z. B. Erddruck sind die Betonspannungen aus den jeweiligen Normalkräften zusätzlich zu berücksichtigen. Ein Riss tritt nur auf, wenn die Spannung am Rand die Zugfestigkeit des Betons übersteigt. In weniger belasteten Bereichen, wie nahe den Momentennullpunkten, kann der Spannstahl komplett ausfallen, ohne dass Risse entstehen. Der auftretende Riss an der Betonoberfläche bei reduzierter Restspannstahlfläche muss eindeutig erkennbar sein. Gemäß HA-SPK [14] ist sicherzustellen, dass ein unter häufiger Belastung entstandener Riss in der Randfaser der Zugzone auch bei geringeren konstanten Lasten während einer visuellen Inspektion, beispielsweise im Rahmen einer Bauwerksprüfung, sichtbar bleibt. Im Feldbereich ist die Unterseite des Querschnitts in der Regel detektierbar, sofern keine rissüberbrückende Beschichtung auf der Betonoberfläche vorhanden ist. Im Stützbereich sind die Risse häufig nicht detektierbar, da die Oberseite meist mit einer Abdichtung versehen ist. Eine Detektierbarkeit an der Unterseite der Fahrbahnplatte im Stützbereich ist auch kritisch zu bewerten, da die Druckzonenhöhen im Stützbereich meist groß ist und somit kaum Rotationsfähigkeit vorhanden ist, um die Risse an der Unterseite gut sichtbar zu machen. Wenn rechnerisch auftretende Risse nicht sichtbar sind oder durch ein Monitoring nicht entdeckt werden können, gibt es im entsprechenden Untersuchungsquerschnitt kein Ankündigungsverhalten. 4.3 Nachweis der Restsicherheit Im zweiten Schritt wird überprüft, ob das Bauteil bei der zuvor berechneten Restspannstahlfläche A Z,r unter der seltenen Einwirkungskombination noch ausreichende Tragreserven besitzt. Gemäß HA-SPK [14] gilt eine ausreichende Restsicherheit gegenüber einem Biegebruch als sichergestellt, wenn nach Gleichung (2) die Verkehrseinwirkung unter Berücksichtigung der sonstigen Einwirkungen mit einer Sicherheit von mindestens γ p ≥ 1,10 aufgenommen werden kann. (2) (3) 7. Brückenkolloquium - September 2026 17 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Die Formelzeichen sind der HA-SPK [14] zu entnehmen. In Gleichung (2) werden Biegemomente aus Einwirkungen den Widerständen gegenübergestellt. Die Eingangswerte müssen zwingend vorzeichenkorrekt eingesetzt werden. Ist die Summe der Biegemomente aus ständigen Lasten, Vorspannung und Temperatur höher als das aufnehmbare Moment der Bewehrung und des Spannstahls, entstehen rechnerisch negative Werte für γ p . Auch wenn dies nicht sinnvoll erscheint, sollte das Ergebnis trotzdem dokumentiert werden, um auf Ausnutzung des Querschnitts zurückschließen zu können. Ein Bauwerk erfüllt die Anforderungen an ein ausreichendes Ankündigungsverhalten („Riss-vor-Bruch“-Kriterium), wenn in sämtlichen betrachteten Querschnitten unter Ansatz der ermittelten Restspannstahlfläche eine ausreichende Restsicherheit nachgewiesen werden kann. Ist dies nicht gegeben, so kann bei statisch unbestimmten Systemen gemäß HA-SPK [14] noch überprüft werden, ob die erforderliche Sicherheit von γ p ≥ 1,10 für das Gesamtsystem unter Ausnutzung von Umlagerungsmöglichkeiten für Schnittgrößen erreicht wird. Mit Rücksicht auf ein ggf. begrenztes Dehnungsvermögen des Spannstahls sollte eine Schnittgrößenumlagerung restriktiv gehandhabt werden und 15 % bezogen auf das lokal auftretende Gesamtmoment nicht übersteigen. Sofern mit dem querschnittsweisen Verfahren nicht in allen relevanten Bereichen ein ausreichendes Ankündigungsverhalten nachgewiesen werden kann, steht alternativ das stochastische Nachweisverfahren zur Verfügung. Dieses geht über die rein querschnittsbezogene Betrachtung hinaus und wird im nächsten Abschnitt erläutert. Bei Ansatz des stochastischen Nachweisverfahrens ist eine Schnittgrößenumlagerung generell nicht zulässig. 5. Herstellung eines Ankündigungsverhaltens mit eingeklebter Bewehrung Bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl kann es möglicherweise zu einem plötzlichen und verformungsarmen Bruch der beanspruchten Stähle zumeist ohne eine mit bloßem Auge sichtbare Korrosionsausbildung kommen. Um einen plötzlichen und unangekündigten Biegebruch des Bauteils auszuschließen, soll mithilfe der HA-SPK [14] überprüft werden, ob ein Spannstahlausfall durch Rissbildung am Bauwerk angezeigt wird und sich somit ein drohender Biegebruch rechtzeitig ankündigt (Riss vor Bruch). Falls der Nachweis nicht erfüllt werden kann, ist es möglich durch die Anordnung einer zusätzlichen Bewehrung das Ankündigungsverhalten des Bauteils zu verbessern. Ziel ist dabei, so viel Bewehrung anzubringen, dass nach einer Rissbildung an einem Träger aufgrund des Ausfalls der Spanndrähte die vorhandene Belastung mit ausreichender Sicherheit abgetragen werden kann. Diese Möglichkeit ist in der HA- SPK [14] genannt, eine Beschreibung wie dies im Falle einer Verstärkung mit geklebter Bewehrung durchzuführen ist, wird jedoch nicht angegeben. Diese Lücke wird nachfolgend unter Berücksichtigung der Besonderheiten der geklebten Bewehrung geschlossen. Zum Nachweis des Ankündigungsverhaltens mit einer Verstärkung muss die Gleichung für die Ermittlung der Restsicherheit wie folgt modifiziert werden. (4) Dabei ergibt sich der zusätzliche Widerstand der Verstärkung M L bei eingeklebter Bewehrung aufgrund des robusten Verbundverhaltens einfach über die Kraft und den inneren Hebelarm der Lamelle. (5) Es sollte jedoch beachtet werden, dass die in der HA-SPK [14] vorgesehene maximale zusätzliche Dehnung von 5‰ bei einem Bruch einzelner Spanglieder nicht überschritten wird. Damit ergibt sich die maximale Festigkeit vereinfacht zu: (6) Die Beiwerte der Festigkeiten können den Zulassungen bzw. der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] entnommen werden (siehe z. B. auch [1]). Bei den Nachweisen des Ankündigungsverhaltens in der HA-SPK [14] ist für die vorhandene Betonstahlbewehrung ein Teilsicherheitsbeiwert von 1,0 zu verwenden. Daher sollte auch für die eingeklebte Bewehrung die Teilsicherheitsbeiwerte für die außergewöhnliche Bemessungssituation nach DAfStb- RiLi VBgB (03.2012) [5] verwendet werden. Diese ergeben sich nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] zu γ L -=-1,05 für die CFK-Lamelle. Neben der Kraft muss auch nachgewiesen werden, dass an der Nachweisstelle die Kraft in der Lamelle über Verbund aufgenommen werden kann. Auch hier können die Teilsicherheitsbeiwerte für die außergewöhnliche Bemessungssituation nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] verwendet werden. 6. Herstellung eines Ankündigungsverhalten mit aufgeklebter Bewehrung Auch mit aufgeklebter Bewehrung lässt sich ein Ankündigungsverhalten herstellen. Besondere Bedeutung kommt bei dem Verfahren der aufgeklebten Bewehrung dem Verbundverhalten zu. Die oberflächig aufgeklebte Bewehrung weist eine mäßige Verbundtragfähigkeit auf, die durch die geringe Zugfestigkeit oberflächennaher Betonschichten geprägt ist. Da am Einzelriss somit nur geringe Verbundbruchkräfte verankert werden können, gehen die Ansätze davon aus, dass eine weitere Verbundkraftübertragung im Bauteil über weitere Risse stattfindet. In der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] wird dies konsequent realitätsnah über die Nachweise am Zwischenrisselement gemäß [28] beschrieben. Die Besonderheit bei der Anwendung der aufgeklebten Bewehrung zur Herstellung eines Ankündigungsverhaltens eines Spannbetonbauteils ist jedoch, dass bei einem angenommen Aus- 18 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton fall nur ein Riss an der Stelle des Ausfalls entsteht. Eine Anwendung der Nachweise am Zwischenrisselement ist somit nicht möglich. Dies ist in der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] auch so beschrieben und die Anwendung der Verbundkraftübertragung am Zwischenrisselement sowie die zugehörigen Vereinfachungen auf den gerissen Zustand beschränkt. Des Weiteren wird das veränderte Rissbild der Spannbetonbauteile konsequent gemäß [29] in der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] und in den zugehörigen Erläuterungen [9] berücksichtigt. Dies würde im vorliegenden Fall ebenfalls zu einem Ausschluss der Verbundkraftübertragung am Zwischenrisselement führen. Für den vorliegenden Fall kann somit nur eine Verbundkraftübertragung am Einzelriss stattfinden. Dies wird in der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] als örtliche Verstärkung bezeichnet und ist in der Richtlinie für den vorliegenden Anwendungsfall vorgesehen. Da wie im Vorherigen beschrieben am Einzelriss und somit auch über die örtliche Verstärkung nur geringe Kräfte übertragen werden können und die Festigkeit der CFK-Lamelle somit nicht ausgenutzt werden kann, wird es wahrscheinlich nicht möglich sein, ohne weitere Maßnahmen die freiwerdenden Kräfte bei einem Spannstahlausfall durch die aufgeklebte Bewehrung aufzunehmen. Hierfür ist in der DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] zusätzlich die Möglichkeit vorgesehen, die verbundkrafterhöhende Wirkung von Umschließungsbügeln gemäß [30] anzurechnen. Hier tritt jedoch im vorliegenden Fall die Besonderheit auf, dass ein Spannstahlbruch an jeder Stelle im Bauteil auftreten kann und somit eventuell der Bügel weit von der Rissstelle entfernt sein kann. Um eine geringe Entkopplungslänge vor dem Umschließungsbügel und eine weitere Mitwirkung der gerissenen Spannstähle in dem restlichen Bauteil zu gewährleisten sollte nicht nur ein Bügel am Ende angebracht werden, sondern immer in einem bestimmten Abstand. Des Weiteren soll damit verhindert werden, dass der verbleibende Spannstahl die in der HA-SPK [14] vorgesehene maximale zusätzliche Dehnung von 5 ‰ bei einem Bruch einzelner Spanglieder nicht überschreitet und somit kein Versagen eintritt. Um dies zu gewährleisten, muss bei der Bemessung zunächst die zusätzliche Dehnung des Spannstahls im Riss bei einer Querschnittsbemessung beschränkt werden und die Bügel so angeordnet werden, dass die Aktivierung der Lamelle keine weiteren größeren Verformungen des Spannstahls nötig macht. Im Weiteren wird der dafür nötige Bügelabstand anhand der Rissbreiten gemäß Abb. 3 abgeschätzt. Abb. 3: Schematische Darstellung der Dehnungen und zugehörigen wirksamen Längen an dem kritischen Einzelriss Die Rissbreite am Einzelriss ergibt sich aus der zweifachen Eintragungslänge l t mal die mittlere Dehnungsunterschiede (ε sm - ε cm ) (vgl. z. B. [31]). (7) Dabei ist ε r,p der Dehnungszuwachs des Spannstahls im Riss, l t,p die Eintragungslänge des intakten Spannstahls und β t der Völligkeitsbeiwert. Vereinfacht kann als Dehnungszuwachs des Spannstahls im Riss die maximale zusätzliche Dehnung von ε r,p -=-5‰ der HA-SPK [14] angenommen werden. Als Völligkeitsbeiwert kann nach DIN EN 1992-1-1 (01.2011) [6] in Verbindung mit der DIN EN 1992-1-1/ NA (04.2013) [7] β t -= -0,4 angenommen werden. Die in [7] zugrunde liegende Eintragungslänge ergibt sich am Einzelriss gemäß [32] zu Gleichung (8). (8) Dabei ist U p der Umfang des Spanndrahts nach Tab. 1, τ pm die Verbundspannung der Spanndrahts nach Gleichung (9), A p der Querschnitt des Spanndrahts nach Tab. 1 und β 0,2 der Rechenwert der Streckgrenze nach HA-SPK [14]. Für Bündelspannglieder ist für A p Querschnitt aller Spannglieder anzusetzen und der für den Umfang ist nach DIN EN 1992-1-1 (01.2011) [6] in Verbindung mit der DIN EN 1992-1-1/ NA (04.2013) [7] zu verwenden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 19 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Verbundspannungen für Ovaldrähte wurden von [33] an im Hüllrohr verpressten Einzeldrähten und in [34] an Spanngliedern mit 12 und 48 Drähten an Pull-out Versuchen bestimmt. Anhand der Versuche und der Umrechnung zwischen sofortigen und nachträglichem Verbund nach der DIN EN 1992-1-1 (01.2011) [6] können die Verbundspannungen mit Gleichung (9) abgeschätzt werden. Dies deckt sich auch mit der in [22] angegeben Spannbreite. τ sm = k ⋅ f ck (9) Dabei ist k: • 0,16 für Bündelspannglieder mit mehr als 12 Spanndrähten je Hüllrohr • 0,23 für Bündelspannglieder weniger 12 Spanndrähten je Hüllrohr • 0,27 für Spandrähte im sofortigen Verbund Der Umfang und der Querschnitt der Ovaldrähte ist näherungsweise in Tab. 1 angegeben. Hierbei sind die Messungen aus [33] an Sigma Oval 40 Drähten auf die anderen Ovaldrähte übertragen und für den Neptunstahl der Umfang des Rechtecks nach Abb. 2 angenommen. Tab. 1: Fläche und Umfang der Ovaldrähte Typ Querschnitt in mm² Umfang in mm Sigma Oval 20 20 18,2 mm Sigma Oval 30 30 21,4 mm Sigma Oval 35 35 23,4 mm Sigma Oval 40 40 25,6 mm Neptun N20 20 19,4 mm Neptun N40 40 27,2 mm Neptun N60 60 33,4 mm Hennigsdorfer 30 30 21,4 mm Hennigsdorfer 35 35 23,6 mm Hennigsdorfer 40 40 25,7 mm Hennigsdorfer 50 50 28,5 mm Für die weitere Abschätzung des Bügelabstandes wird die verbundwirksame Länge der Lamelle vor der Bügelumschließung benötigt, welche sich aus der Randbedingung ergibt, dass die Lamelle am Umschließungsbügel nahezu keine Verschiebung hat. Diese entspricht aufgrund der äquivalenten Problemstellung ungefähr der maximal wirksamen Verbundlänge der aufgeklebten Bewehrung nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] am Einzelriss (vgl. z. B. [1]): (10) Dieser Länge ist nach der DGL des verschieblichen Verbundes der Schlupfwert s L0 nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] zugeordnet. Der maximale Abstand zwischen zwei Bügeln ergibt sich gemäß Abb. 3 nun zu: (11) Vereinfacht kann ε L -=-ε r,p -=-5‰ angenommen werden. Bei den Nachweisen des Ankündigungsverhaltens in der HA- SPK [14] ist für die vorhandene Betonstahlbewehrung ein Teilsicherheitsbeiwert von 1,0 zu verwenden. Da die aufgeklebte Bewehrung durch ein deutlich spröderes Verhalten als die Betonstahlbewehrung gekennzeichnet ist, sollte hier nicht der Teilsicherheitsbeiwert von 1,0 angewendet werden. Ein Teilsicherheitsbeiwert von 1,0 für den Betonstahl ist DIN EN 1992-1-1/ NA (04.2013) [7] für die außergewöhnliche Bemessungssituation vorgesehen. Daher sollten auch für die aufgeklebte Bewehrung die Teilsicherheitsbeiwerte für die außergewöhnliche Bemessungssituation nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] verwendet werden. Diese ergeben sich nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] zu γ L -=-1,05 für die CFK-Lamelle und zu γ BA -=-1,2 für den Verbund der aufgeklebten Bewehrung. 7. Ausführungsbeispiel In [10] ist ein umfangreiches Bemessungsbeispiel enthalten, was auf einer realen Verstärkung basiert. In dem Beispiel wurde ein Spannbettträger mit Sigma-Oval Drähten verstärkt. Dieser Träger hatte neben der Spannbewehrung nahezu keine Längsbewehrung aus Betonstahl. Zunächst wurde nach HA-SPK [14] an 22 Querschnitten Abstand von circa 1m ermittelt, welche Restspannstahlfläche nach Gleichung (1) bei Rissbildung noch vorhanden ist. Mit dieser Spannstahlfläche wurde dann die Restsicherheit der unverstärkten Konstruktion mit Gleichung (3) ermittelt. Die Restspannstahlfläche und die Restsicherheit sind in Abb. 4 dargestellt. Abb. 4: Ankündigungsverhalten des unverstärkten Bauteils Man erkennt, dass das Bauteil an keiner Stelle ein ausreichende Restsicherheit und somit kein Ankündigungsverhalten hatte. Insbesondere bei einem Spannstahlbruch am Auflagern ist nahezu keine Restsichersicherheit vorhanden. 20 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Aus diesem Grund wurde eine Verstärkung von aufgeklebten CFK-Lamellen gewählt. Mit Gleichung (4) und (5) und wurde eine erforderliche Verstärkungskraft ermittelt. Über Gleichung (6) wurde ermittelt, dass zur Aufnahme dieser Kraft circa 3 Lamellen mit der Breite von je b L = 80 mm und der Dicke von t L = 1,4 mm notwendig sind. Mit dem gewählten Querschnitt und der daraus folgenden Verstärkungskraft ergibt sich die Restsicherheit Gleichung (4). Die Restsicherheit mit dieser Verstärkung ist in Abb. 5 dargestellt. Abb. 5: Restsicherheit mit der gewählten Verstärkung Man erkennt, dass die Restsicherheiter nun überall größer ist als der nach HA-SPK [14] geforderte Wert. Um zu gewährleisten, dass die Spannstahldehnung nicht größer als 5‰ wird, muss bei der Bemessung zunächst die zusätzliche Dehnung des Spannstahls im Riss bei einer Querschnittsbemessung beschränkt werden und die Bügel so angeordnet werden, dass die Aktivierung der Lamelle keine weiteren größeren Verformungen des Spannstahls nötig macht. Dazu wurde nach Gleichung (10) der zulässige Abstand berechnet. Dazu muss jedoch erst die Rissbreite bei Spannstahlbruch nach Gleichung (7) abgeschätzt werden, welcher sich in diesem Beispiel zu 1,6mm ergab. Damit konnte der Bügelabstand zu circa 750mm berechnet. Am Schluss muss noch nachgewiesen werden, dass die Verstärkungskraft auch durch lokale Verstärkung mit Bügelumschließung aufgenommen werden kann. Dies erfolgt nach DAfStb-RiLi VBgB (03.2012) [5] unter Berücksichtigung der verbundkrafterhöhenden Wirkung von Umschließungsbügeln. Über diesen Ansatz werden dann auch die Größe und die Detailausführung der Bügelumschließung dimensioniert. Alle diese Nachweise führte zu der Konstruktion, welche in Abb. 6 dargestellt ist. Abb. 6: Schematische Darstellung der konstruktiven Durchbildung der SpRK-Verstärkung Bei dem Beispiel handelt es sich um einen real Verstärkten Binder. Die Verstärkungsmaßnahme ist in Abb. 7 im Foto dargestellt. Abb. 7: Konstruktive Durchbildung der SpRK-Verstärkung am Foto 8. Zusammenfassung Die geklebte Bewehrung ist ein etabliertes und umfangreich geregeltes Verstärkungsverfahren, welches auch im Brückenbau angewendet werden darf und wird. Für die Anwendung im Brückenbau stehen mit [10] Hintergrunderläuterungen und Berechnungsbeispiele zur Verfügung, welche eine breitere Anwendung in der Ingenieurpraxis ermöglichen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 21 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton Ein Anwendungsgebiet im Brückenbau ist die nachträgliche Herstellung eines Ankündigungsverhaltens von Bauwerken mit spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl. Für dieses Anwendungsgebiet sind Zusatzüberlegungen erforderlich, welche im Rahmen dieses Beitrags erläutert wurden. Literatur [1] Finckh, W.: Verstärken von Betonbauteilen. Tragwerksplanung im Bestand, Springer Vieweg, Wiesbaden; 2024 DOI: -10.1007/ 978-3-658-45857-7 [2] Zilch, K., Niedermeier, R., Finckh, W. Sachstandbericht „Geklebte Bewehrung“; DAfStb Heft 591. Berlin: DIN Media, 2011 [3] EN 1992-1-1: 2023-11: Eurocode 2. Design of concrete structures. General rules and rules for buildings, bridges and civil engineering structures; Deutsche Fassung: DIN EN 1992-1-1: 2025-09 [4] EAD 160086-01-0301: Kits for the strengthening of concrete elements by externally-bonded and near-surface-mounted carbon fibre-reinforced polymer strips, EOTA, 2019 [5] DAfStb-RiLi VBgB: 2012-03: DAfStb-Richtlinie Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung [6] DIN EN 1992-1-1: 2011-01: 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 [7] DIN EN 1992-1-1/ NA: 2013-04: Nationaler Anhang - National festgelegte Parameter - 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 [8] DAfStb-RiLi (E) VBgB: 2026-01: Gelbdruck DAfStb-Richtlinie Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung [9] DAfStb (Hrsg.): Erläuterungen und Beispiele zur DAfStb-Richtlinie: „Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung“; DAfStb-Heft 595. Beuth, Berlin, 2016 [10] Finckh, W.; Kreutz, J.; Eberth, F.: Brückenverstärkung mit geklebter Bewehrung, Springer Vieweg, Wiesbaden; DOI: -10.1007/ 978-3-658-49258-8, 2025 [11] Kaesche H: Die Korrosion der Metalle; Physikalisch-chemische Prinzipien und aktuelle Probleme. Springer, Berlin, Heidelberg, DOI: -10.1007/ 978-3- 642-18428-4, 1990 [12] Nürnberger U: Korrosion und Korrosionsschutz im Bauwesen. Bauverlag, Berlin, 1995 [13] Gräfen H: Derzeitiger Stand der Kenntnisse über die Spannungsrißkorrosion unlegierter und schwach legierter Stähle. Materials and Corrosion 20: 305-313, 1969 [14] HA-SPK (06.2011) Handlungsanweisung zur Überprüfung und Beurteilung von älteren Brückenbauwerken, die mit vergütetem, spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl erstellt wurden (Handlungsanweisung Spannungsrisskorrosion) [15] BMV (07.1993) Empfehlungen zur Überprüfung und Beurteilung von Brückenbauwerken, die mit vergütetem Spannstahl St 145/ 160 Neptun N40 bis 1965 erstellt wurden, Bonn [16] Wölfel E: Einzelne Spannbetonbauteile möglicherweise durch verzögerte Spannstahlbrüche gefährdet. Beton- und Stahlbetonbau 87: 155-156, DOI: 10.1002/ best.199200250, 1992 [17] Marzahn G, Krüger D, Handlungsanweisung zum Ankündigungsverhalten bei Spannstahlausfall - Sachstand der Überarbeitung/ Guideline for Assessing the Collapse Behavior of Bridges facing Prestressing Losses. Restoration of Buildings and Monuments 15: 315-324. DOI: 10.1515/ rbm-2009- 6316, 2009 [18] Lingemann J: Zum Ankündigungsverhalten von älteren Brückenbauwerken bei Spannstahlausfällen infolge von Spannungsrisskorrosion. Dissertation, München, 2009 [19] RiL 805 (03.2022) Tragsicherheit bestehender Eisenbahnbrücken, Karlsruhe [20] Wilhelm T Wasserstoffinduzierte Spannungsrisskorrosion: Ein Beitrag zur Beurteilung der Zuverlässigkeit von Spannbetonbrücken mit Hennigsdorfer Spannstahl. Dissertation, Dresden, 2014 [21] Rauert T, Zehetmaier G: Alternatives stochastisches Nachweisverfahren für den Spannungsrisskorrosionsnachweis von Straßenbrücken. Beton und Stahlbetonbau 113: 807-820. DOI: 10.1002/ best.201800066, 2018 [22] Wild MR: Zur Beurteilung des Zustands von Brücken bei Spannstahlausfällen infolge von Spannungsrisskorrosion. Dissertation, München, 2021 [23] Dier F: Zur zuverlässigkeitsbasierten Bauwerksprüfung unter Berücksichtigung von Spannstahlausfällen infolge von Spannungsrisskorrosion. Dissertation, München, 2015 [24] Lingemann J, Fischer O, Wild MR: Spannungsrisskorrosion bei Massivbrücken. In: Hegger J, Mark P (Hrsg) Stahlbetonbau-Fokus: Brückenbau. Beispiele zu Entwurf, Bemessung und Konstruktion. Beuth Verlag GmbH, Berlin, Wien, Zürich, H1-H.46, 2021 [25] BASt-NaReLi (05.2011) Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie), Bergisch-Gladbach [26] Zilch K, Kriechbaum M, Maurer R, Heinrich J, Weiher H, Runtemund K: Integration der Handlungsanweisungen Spannungsrisskorrosion und Koppelfugen in die Nachrechnungsrichtlinie; Berichte der Bundesanstalt für Straßenwesen - Heft B 186. Fachverlag NW in der Carl Ed. Schünemann KG, Bremen, 2023 [27] König G, Tue V, Bauer T, Pommerening D: Ankündigungsverhalten der Spannbetontragwerke. Beton- und Stahlbetonbau 89: 45 - 49 und 76 - 79, 1994 22 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit CFK-Lamellen - Herstellung eines Ankündigungsverhaltens bei spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannbeton [28] Zilch K, Niedermeier R, Finckh W: Praxisgerechte Bemessungsansätze für das wirtschaftliche Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung - Verbundtragfähigkeit unter statischer Belastung; DAfStb-Heft 592. Beuth, Berlin, 2012 [29] Finckh W: Einfluss bauteilspezifischer Effekte auf die Bemessung von mit CFK-Lamellen verstärkten Stahlbetonbauteilen. Dissertation, München, 2012 [30] Husemann U: Erhöhung der Verbundtragfähigkeit von nachträglich aufgeklebten Lamellen durch Bügelumschließungen. Dissertation, Braunschweig, 2009 [31] Finckh W: Stahlbetonkonstruktion 1, Von der Bewehrungskonstruktion zum Bewehrungsplan. Springer Vieweg; Springer Fachmedien Wiesbaden, Wiesbaden, 2026 DOI: -10.1007/ 978-3-658-50727-5 [32] König G, Tue V: Grundlagen und Bemessungshilfen für die Rissbreitenbeschränkung im Stahlbeton und Spannbeton; DAfStb-Heft 466. Beuth, Berlin, 1996 [33] Vill M: Zum Tragverhalten von Massivbrücken mit geschädigten Spanngliedern. Dissertation, Wien, 2005 [34] Trost H, Cordes H, Thomählen U, Hagen H: Teilweise Vorspannung - Verbundfestigkeit von Spanngliedern und ihre Bedeutung für Rißbildung und Rißbreitenbeschränkung; DAfStb-Heft 310. Ernst & Sohn, Berlin, 1980 7. Brückenkolloquium - September 2026 23 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken Analyse der Methodik und Aussagekraft diagnostischer Untersuchungen cand.-Ing. Erik Becher Technische Universität Dresden Dipl.-Ing. (SFI/ IWE) Max Fiedler MKP GmbH, Leipzig Chris Voigt, M. Eng. MKP GmbH, Weimar Dr.-Ing. Silke Scheerer Technische Universität Dresden, Institut für Massivbau Dr.-Ing. Gregor Schacht MKP GmbH, Dresden Univ.-Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx Technische Universität Dresden, Institut für Massivbau Zusammenfassung Der Teileinsturz der Carolabrücke in Dresden im Jahr 2024 hat gezeigt, welche Gefahr von einer unerkannten Spannungsrisskorrosion an Spanngliedern von Spannbetonbrücken ausgeht. Zentrales Mittel zur Bewertung des Zustands des verbauten Spannstahls sind bauwerksdiagnostische Untersuchungen in Form von Freilegung und Beprobung. Trotz bestehender Regelwerke variieren Umfang und Methodik bisher durchgeführter Untersuchungen erheblich. Untersuchungen an der Carolabrücke deuten darauf hin, dass insbesondere die Lage der Untersuchungsstellen einen wesentlichen Einfluss auf die Detektionswahrscheinlichkeit vorhandener Schädigungen hat. Da der Untersuchungsumfang aufgrund des Eingriffs in die Bauwerke sowie wirtschaftlicher Randbedingungen in der Regel begrenzt ist, wurde eine Sekundäranalyse vorhandener Untersuchungsberichte durchgeführt, um die These zu prüfen. Ziel war die Bewertung der Wirksamkeit bisheriger Untersuchungsstrategien zur Detektion von Spannungsrisskorrosion. Hierzu wurden die Randbedingungen und Ergebnisse von über 30 Bauwerksuntersuchungen systematisch auf bereitet und in einer Datenbank mit mehr als 50 Parametern erfasst. Die Auswertung zeigt, dass die Detektionswahrscheinlichkeit maßgeblich von der Lage der Untersuchungsstellen und dem Probenumfang abhängt. Insbesondere ergab sich eine Konzentration von Schädigungen in den Hochpunkten der Spannglieder, während bei Untersuchungen in anderen Bereichen häufig keine Schädigungen nachgewiesen werden konnten. Zudem wird deutlich, dass die Entnahme einzelner Spanndrähte aus Spanngliedern keine ausreichend sichere Aussage über deren Schädigungszustand erlaubt. Diese Ergebnisse weisen folglich auf Defizite in bestehenden Regelwerken hin. Daraus wurden Ansätze zur Verbesserung zukünftiger Untersuchungsstrategien hinsichtlich Detektionssicherheit und Vergleichbarkeit entwickelt. 1. Einführung Spannbetonbrücken bilden einen wesentlichen Bestandteil der deutschen Verkehrsinfrastruktur. Ein erheblicher Teil des Bestands wurde in der zweiten Hälfte des 20.- Jahrhunderts errichtet [1]. Dabei kamen teilweise hochfeste vergütete Spannstähle zum Einsatz, die heute als gegenüber Spannungsrisskorrosion (SpRK) gefährdet eingestuft werden[2]. Spannungsrisskorrosion zählt zu den kritischsten Schädigungsmechanismen im Spannbetonbau. Die Schädigung entwickelt sich häufig über lange Zeiträume ohne erkennbare äußere Anzeichen und kann zu plötzlichen Brüchen von Spannstählen sowie im Extremfall zum Versagen ganzer Tragwerke führen [3]. Da der Schädigungszustand des Spannstahls von außen in der Regel nicht erkennbar ist, kommt bauwerksdiagnostischen Untersuchungen eine zentrale Bedeutung bei der Bewertung gefährdeter Bauwerke zu. Mit dem Teileinsturz der Carolabrücke in Dresden im September 2024 infolge von Spannungsrisskorrosion rückte die Problematik erneut in den Fokus von Fachwelt und Öffentlichkeit. Gleichzeitig wurde die Frage 24 7. Brückenkolloquium - September 2026 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken nach der Aussagekraft bisheriger Untersuchungsstrategien verstärkt diskutiert. Diagnostische Untersuchungen umfassen in der Regel die Freilegung von Spanngliedern, die Entnahme von Spannstahlproben sowie deren Untersuchung mittels zerstörungsfreier Prüfverfahren und zerstörenden Zugversuchen. Da diese Untersuchungen stets mit Eingriffen in das Bauwerk verbunden sind, können nur wenige Untersuchungsstellen geöffnet und eine begrenzte Anzahl von Proben entnommen werden. Die bestehenden Regelwerke geben den grundsätzlichen Ablauf solcher Untersuchungen vor, lassen jedoch hinsichtlich der Lage der Untersuchungsstellen und des Probenumfangs einen erheblichen Ermessensspielraum. In der Praxis wurden Untersuchungen daher häufig an gut zugänglichen Stellen (in der Regel im Bereich der Tiefpunkte der Spannglieder) durchgeführt. Neuere Erkenntnisse aus Bauwerksuntersuchungen deuten jedoch darauf hin, dass Schädigungen infolge SpRK innerhalb eines Bauwerks nicht gleichmäßig verteilt auftreten. Vor diesem Hintergrund wurde in einer ersten Studie [4] die Wirksamkeit bisheriger diagnostischer Untersuchungen zur Detektion von SpRK untersucht. Die dort zugrunde gelegte Datengrundlage wurde im Rahmen der vorliegenden Arbeit erweitert und umfasst nun Untersuchungsberichte zu 37 Bauwerken mit insgesamt 282 Spanngliedöffnungen und 496 Spannstahlproben. Ziel war es, den Einfluss von Untersuchungsstrategie, Probenumfang und Untersuchungsstelle auf den Detektionserfolg zu analysieren und Ansätze zur Verbesserung zukünftiger Untersuchungen abzuleiten. 2. Hintergründe 2.1 Spannungsrisskorrosion Spannungsrisskorrosion (SpRK) ist definiert als eine „chemische und/ oder elektrochemische Korrosion eines Werkstoffs unter gleichzeitiger Einwirkung eines Korrosionsmediums und einer statischen Zugbeanspruchung“ [2, S. 5]. Bei hochfesten Spannstählen kann SpRK zu Versprödung, Anrissbildung und schließlich zum Versagen des Werkstoffs auch bei Spannungen unterhalb seiner Zugfestigkeit führen [5], [6]. Voraussetzung für die Initiierung sind ein gegenüber SpRK empfindlicher Spannstahl, eine ausreichend hohe Zugspannung sowie das Vorhandensein eines Elektrolyten [5]. Im Gegensatz zu anderen Korrosionsformen sind häufig keine ausgeprägten Korrosionsprodukte sichtbar [6], [7]. Der Schädigungsprozess wird üblicherweise in die Phasen Anrissbildung, Risswachstum und Restbruch unterteilt [8]. Die Anrissbildung erfolgt nach heutigem Kenntnisstand vor dem Verpressen der Spannglieder oder in Bereichen mit unzureichender Passivierung des Spannstahls (z. B. Verpressfehler) [9], [10]. Bereits entstandene Anrisse können auch nach dem Verpressen weiterwachsen und erst Jahrzehnte später zum Versagen führen [9], [11]. Typisch für das Bruchbild sind eine geringe oder keine Brucheinschnürung, (nahezu) querschnittsgroße ebene Bruchflächen senkrecht zur Zugbeanspruchung und braune Korrosions- oder Anrisslinsen im Bruchquerschnitt (siehe Abb.-1). Abb. 1: Anrisslinsen in der Bruchfläche eines Spannstahls nach dem Zugversuch Quelle: MFPA Weimar 2.2 Gefährdete Spannstähle Als besonders gefährdet gegenüber wasserstoffinduzierter SpRK gelten hochfeste vergütete Spannstähle [12], [13]. Diese erhalten ihre hohe Festigkeit durch Abschrecken und anschließendes Anlassen, wodurch ein martensitisches Vergütungsgefüge entsteht. Zusätzlich können herstellungsbedingte Oberflächenrauigkeiten und Verzunderungen die Entstehung von Anrissen begünstigen. Die aktuell gültigen Regelwerke beschränken die Einstufung als SpRK-gefährdet auf die vergüteten Spannstähle Neptun St 145/ 160 und Sigma St 145/ 160 (bis 1978 in der BRD produziert) sowie Hennigsdorfer Spannstahl St 140/ 160 (DDR, bis 1993) [2], [14]. 2.3 Regelwerke und diagnostische Untersuchungen Für den Umgang mit Bauwerken, die mit SpRK-gefährdetem Spannstahl errichtet wurden, existieren in Deutschland mit der Handlungsanweisung zur Überprüfung und Beurteilung von älteren Brückenbauwerken, die mit vergütetem, spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl erstellt wurden (kurz: Handlungsanweisung Spannungsrisskorrosion) für Straßenbrücken [2] sowie der Arbeitshilfe zu Ril 805.0202A01 Nachrechnungskonzept für Bauwerke mit spannungsrisskorrosionsgefährdeten Spannstählen der DB InfraGO AG [14] zwei maßgebliche Regelwerke. Beide verfolgen das Ziel einer systematischen Priorisierung und Bewertung betroffener Bauwerke sowie der Ableitung geeigneter Maßnahmen zur Gefahrenabwehr. In beiden Regelwerken werden diagnostische Untersuchungen als Mittel zur Beurteilung des tatsächlichen Zustands des Spannstahls genannt. Hierzu werden Spannglieder geöffnet, Spannstahlproben entnommen und anschließend mittels zerstörungsfreier und zerstörender Prüfverfahren bewertet [2], [14]. Tab.-1 gibt eine Übersicht der Untersuchungen sowie deren Zweck. Das Verfahren der Magnetpulverprüfung (MT-Prüfung) wird in Abschnitt 4.2 genauer betrachtet. 7. Brückenkolloquium - September 2026 25 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken Tab. 1: Mögliche bauwerksdiagnostische Untersuchungen nach [1], [14] Untersuchung Zweck Korrosions- und Verpresszustand des Hüllrohrs Beschreibung visueller Auffälligkeiten, die auf eine („klassische“) Korrosion als Auslöser für eine SpRK hinweisen Oberflächenzustand der Spanndrähte Erkennen von Auffälligkeiten, wie Korrosionsspuren, die auf eine („klassische“) Korrosion als Auslöser für eine SpRK hinweisen MT-Prüfung in situ Detektion mögl. Anrisse an den freigelegten Einzeldrähten Rückdehnungsmessung Quantitative Ermittlung der Vorspannkraft im Spanndraht MT-Prüfung im Labor Allseitige Detektion mögl. Anrisse an entnommenen Einzeldrähten Zugversuch Ermittlung von 0,2-%-Dehngrenze, E-Modul, Zugfestigkeit und Bruchdehnung, Erkennung mögl. Anrisslinsen Chemische Analyse des Verpressmörtels Bestimmung der Konzentration mögl. SpRK-fördernder Substanzen (Chloride, Sulfide, weitere Promotoren) Chemische Analyse des Spannstahls Übergeordnete Auswertung zum Nachweis mögl. Indikatoren für SpRK Die Regelwerke unterscheiden sich vor allem hinsichtlich des Stellenwertes und des geforderten Umfangs diagnostischer Untersuchungen. Während diagnostische Untersuchungen in der DB-Arbeitshilfe [14] einen festen Bestandteil der Zustandsbewertung darstellen und bei negativem Befund zur Herabsetzung des Inspektionsintervalls genutzt werden können, werden sie in der Handlungsanweisung [2] lediglich als Übergangsmaßnahme eingeordnet. Der Fokus liegt dort auf Verstärkungsmaßnahmen bzw. dem langfristigen Ersatz der betroffenen Bauwerke. Darüber hinaus fordert die DB-Arbeitshilfe einen größeren Untersuchungs- und Probenumfang als die Handlungsanweisung [14]. Bezüglich der Lage der Untersuchungsstellen nennen beide Regelwerke verschiedene Kriterien zur Auswahl geeigneter Öffnungsstellen, lassen jedoch einen erheblichen Ermessensspielraum hinsichtlich der konkreten Untersuchungsstrategie. 3. Datengrundlage und Methodik der Sekundärdatenanalyse Kern der Studie ist die Sekundäranalyse von Berichten diagnostischer Bauwerksuntersuchungen an Spannbetonbauwerken mit SpRK-gefährdetem Spannstahl. Hierzu wurden Berichte zu insgesamt 37 Bauwerksuntersuchungen ausgewertet. Die Berichte wurden zwischen 2006 und 2025 erstellt und stammen von verschiedenen Ingenieurbüros sowie öffentlichen und wissenschaftlichen Institutionen. Sie unterscheiden sich hinsichtlich Untersuchungsumfang, angewandter Methodik und Dokumentation deutlich. Die ausgewerteten Dokumente stellen keine repräsentative Stichprobe dar. Es handelte sich vielmehr um Berichte, die den Autoren bereits vorlagen bzw. die ihnen in kurzer Zeit zur Verfügung gestellt wurden. Im Nachgang zum Teileinsturz der Carolabrücke gab es eine sehr starke Zunahme an Anfragen zu Bauwerksbeprobungen. Gleichzeitig wurden (a) der Mangel an eindeutigen und einheitlichen Vorgaben zur Durchführung solcher Beprobungen und (b) Fragen nach der Zweckmäßigkeit der einzelnen Methoden deutlich. Außerdem wurde (c) an mehreren Bauwerken SpRK festgestellt, die weder rein äußerlich noch basierend auf vorangegangenen Beprobungen eine Schädigung infolge SpRK hätten vermuten lassen. Ziel der Sekundäranalyse war die Zusammenführung der in den einzelnen Untersuchungen erhobenen Daten zu einer einheitlichen Datengrundlage. Da diagnostische Untersuchungen aufgrund des Eingriffs in das Bauwerk stets nur einen begrenzten Untersuchungs- und Probenumfang zulassen, ist ihre Aussagekraft auf das jeweils untersuchte Bauwerk beschränkt. Durch die Zusammenführung der Ergebnisse mehrerer Untersuchungen wurde eine Datengrundlage geschaffen, die eine übergreifende Auswertung möglicher Zusammenhänge zwischen Untersuchungsstrategie, Untersuchungsumfang und Detektionserfolg ermöglicht. Der Umfang der aus den Einzelberichten gewonnenen Datengrundlage ist in Tab. 2 zusammengestellt. Tab. 2: Umfang der Datengrundlage Untersuchungsgegenstand Anzahl Bauwerke 37 Spanngliedöffnungen 257 Spannstahlproben 486 Zugversuche 428 Die untersuchten Bauwerke wurden überwiegend in den 1970er-Jahren errichtet und umfassen sowohl Straßenals auch Eisenbahnbrücken. Der überwiegende Teil der Bauwerke besteht aus Durchlaufträgern mit interner Vorspannung im nachträglichen Verbund. Die betrachteten Bauwerke enthalten ausschließlich Hennigsdorfer Spannstahl. Von den 37 ausgewerteten Bauwerksuntersuchungen wurden 20 nach dem Teileinsturz der Carolabrücke im September 2024 durchgeführt. Zur systematischen Auswertung wurden die in den Untersuchungsberichten dokumentierten Informationen in eine relationale Datenbank überführt. Erfasst wurden sowohl Bauwerksmerkmale als auch Angaben zu den Untersuchungsstellen, den entnommenen Proben sowie den Ergebnissen der durchgeführten In-situ- und Laboruntersuchungen. Die betrachteten Parameter wurden auf Grundlage des bekannten Schädigungsmecha- 26 7. Brückenkolloquium - September 2026 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken nismus der SpRK, bestehender Regelwerke sowie aktueller Erkenntnisse aus der Bauwerksdiagnostik ausgewählt. Die Erfassung und Auswertung erfolgte auf drei Untersuchungsebenen: Bauwerksebene, Öffnungsebene und Probenebene. Aufgrund unterschiedlicher Untersuchungsumfänge und angewendeter Methoden liegen in den einzelnen Untersuchungen unterschiedliche Untersuchungsergebnisse vor. Zur Herstellung der Vergleichbarkeit werden die Proben auf Grundlage dieser Einzelergebnisse in drei Klassen eingeteilt: Positiver Befund (mindestens eines der folgenden Kriterien erfüllt): - Anrisse in der MT-Prüfung sichtbar - Bruchdehnung < 3 % - Korrosionslinse im Bruchquerschnitt nach dem Zugversuch Negativer Befund: - Zugversuch durchgeführt, ohne dass die oben genannten Beobachtungen gemacht wurden Negativer Befund ohne Zugversuch (beide folgenden Kriterien erfüllt): - MT-Prüfung unauffällig - Zugversuch nicht durchgeführt oder nicht vollständig auswertbar Die Kriterien und Grenzwerte orientieren sich an den in [15] entwickelten Versprödungsgraden. Ein hier als “positiver Befund” definierter Zustand entspricht dort einem Versprödungsgrad von 3,5 (Anfangsstadium der Versprödung) und höher. Die Klassifizierung wird hierarchisch aggregiert. Ein positiver Befund auf Probenebene führt automatisch zu einem positiven Befund der zugehörigen Öffnung. Im Rahmen der Auswertung wurden insbesondere mögliche Zusammenhänge zwischen einer nachgewiesenen Schädigung und dem Verpresszustand, dem Oberflächenzustand des Spannstahls, der Lage der Untersuchungsstelle innerhalb des Spanngliedverlaufs, dem Probenumfang sowie den eingesetzten Untersuchungsmethoden untersucht. Da der überwiegende Teil der untersuchten Bauwerke Spannbetonbrücken mit interner Vorspannung im nachträglichen Verbund sind, begrenzen sich die nachfolgenden Auswertungen im Wesentlichen auf diesen Bauwerkstyp. 4. Erkenntnisse aus der Sekundärdatenanalyse 4.1 Einfluss der Entnahmestelle Für die Untersuchung des Einflusses der Entnahmestelle wurden ausschließlich Durchlaufträgerbrücken mit Vorspannung im nachträglichen Verbund betrachtet, da diese den überwiegenden Anteil der Datengrundlage ausmachen und eine vergleichbare Bewertung des Spanngliedverlaufs ermöglichen. Hinsichtlich des lokalen Spanngliedverlaufs wurden Hochpunkte, Tiefpunkte sowie Bereiche mit geradem und schrägem Verlauf unterschieden (Abb. 2). Abb. 2: Schematische Darstellung des Spanngliedverlaufs eines beispielhaften Durchlaufträgers mit Hohlkastenquerschnitt zur Erläuterung der Entnahmepositionen und lokalen Spanngliedverläufe, aus [4] Für diese Auswertung wurden 11- Brücken betrachtet, an denen mindestens eine Probe mit SpRK-Schädigung vorgefunden wurde. Weiterhin wurden an jeder dieser Brücken sowohl in den Hochpunkten als auch in den Tiefpunkten Spannstahluntersuchungen durchgeführt. Insgesamt basierte die Auswertung auf 227 Spannstahlproben aus 103 Spanngliedöffnungen. An Stellen mit geradem oder schrägem Spanngliedverlauf wurden nur 6 Bauwerke untersucht, wodurch ein direkter Vergleich mit Hoch- und Tiefpunkten nur bedingt möglich war. In Abb. 3 sind die Anzahlen der entnommenen Drahtproben je Bauwerk und lokalem Spanngliedverlauf oben an Hochpunkten und unten an Tiefpunkten dargestellt. Zur Anonymisierung der Bauwerke wurde ein Bauwerksschlüssel eingeführt: - B/ D: Brücke/ Dachtragwerk - Zahl: Baujahr (20. Jh.) - D/ E: Durchlaufträger/ Einfeldträger - S/ N: sofortiger/ nachträglicher Verbund; K: kein Verbund; E: externe Vorspannung - Zahl: Anzahl der Felder - H/ P/ B: Hohlkasten/ Platte/ Plattenbalken - Zahl: Berichtsjahr (21. Jh.) - .x: Teilbauwerkskennung Die Farbe zeigt die Bewertung des Untersuchungsergebnisses der jeweiligen Probe. 7. Brückenkolloquium - September 2026 27 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken Abb. 3: Bewertung der Öffnungen in Abhängigkeit vom lokalen Spanngliedverlauf Die Abbildung zeigt, dass der Anteil der Proben mit positivem Befund in den Hochpunkten häufig deutlich höher ist als der in den Tiefpunkten. Dennoch erschweren die unterschiedlichen Untersuchungsumfänge den direkten Vergleich. Um eine vergleichbare Darstellung zu ermöglichen, wurde der Anteil geschädigter Öffnungen je Bauwerk und lokalem Spanngliedverlauf berechnet und anschließend gemittelt. Abb. 4 zeigt den daraus resultierenden bauwerksnormierten Anteil geschädigter Proben in Abhängigkeit vom lokalen Spanngliedverlauf. Abb. 4: Bauwerksnormierter Anteil positiver Befunde an Proben geschädigter Durchlaufträgerbrücken mit Hoch- und Tiefpunktuntersuchungen nach lokalem Spanngliedverlauf Dabei zeigt sich ebenfalls ein Zusammenhang zwischen dem lokalen Spanngliedverlauf und der Häufigkeit einer detektierten Schädigung. In Hochpunkten der Spannglieder wurden deutlich häufiger Schädigungen festgestellt als in Tiefpunkten. Sowohl die direkte Auswertung der Proben als auch die bauwerksnormierte Betrachtung zeigen, dass über 70-% der untersuchten Proben aus Hochpunkten einen positiven Befund aufwiesen, während die entsprechenden Anteile in den Tiefpunkten deutlich geringer lagen. Weiterhin wurden die Zugfestigkeiten R m der Proben mit positivem Befund als Maß der Schädigung ausgewertet. Für die Hochpunkte liegen Zugfestigkeiten zu 85 Proben vor, für die Tiefpunkte lediglich zu 21 Proben, da dort insgesamt weniger geschädigte Proben vorlagen. Abb. 5 zeigt den Anteil von Proben mit positivem Befund in Abhängigkeit der Zugfestigkeit, getrennt nach Hoch- und Tiefpunkten der Spannglieder. Abb. 5 Anteil von Proben mit positivem Befund in Abhängigkeit von der Zugfestigkeit , getrennt nach Hoch- und Tiefpunkten der Spannglieder 28 7. Brückenkolloquium - September 2026 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken Es ist zu sehen, dass in den Hochpunkten häufiger geringe Zugfestigkeiten auftreten als in den Tiefpunkten, was auf eine stärkere Schädigung der Proben in diesen Bereichen hindeutet. So werden Zugfestigkeiten unter 1200 N/ mm² in den Hochpunkten bei fünf Bauwerken unterschritten, während dies in den Tiefpunkten lediglich bei einem Bauwerk der Fall ist. Abgesehen davon zeigt sich im oberen Bereich der Zugfestigkeiten eine vergleichbare Verteilung. 4.2 Einfluss des Probenumfangs Bezüglich der Anzahl der je Öffnung zu entnehmenden Spannstahlproben unterscheiden sich die Vorgaben der Handlungsanweisung und der DB-Arbeitshilfe deutlich. Während die Handlungsanweisung die Entnahme einer Probe je Spanngliedöffnung vorsieht, fordert die DB-Arbeitshilfe die Entnahme von vier Proben. Die Auswertung der vorliegenden Untersuchungsberichte zeigt, dass aus etwas mehr als der Hälfte der Öffnungen eine Probe entnommen wurde. Bei rund 30 % der Öffnungen wurden vier Proben untersucht, andere Probenumfänge kommen nur selten vor (Abb. 6). Abb. 6: Anzahl der entnommenen Spannstahlproben je Öffnung Für die Öffnungen mit vier entnommenen Proben wurde untersucht, wie viele dieser Proben einen positiven Befund aufwiesen (Abb. 7). Abb. 7: Anzahl der Proben mit nachgewiesener Schädigung unter den 4 entnommenen Es zeigt sich, dass Drähte mit positivem und negativem Befund häufig innerhalb einer Öffnung desselben Spannglieds nebeneinander auftreten. Eine vergleichbare Beobachtung beschreiben auch Bauer et al. [15]. Eine gleichmäßige Schädigung aller Drähte eines Spanngliedes konnte in den vorliegenden Untersuchungen nicht festgestellt werden. 4.3 Magnetpulverprüfung Die Magnetpulverprüfung ist ein zerstörungsfreies Prüfverfahren [16], welches üblicherweise im Stahlbau seine Anwendung findet. Ferromagnetische Werkstoffe werden dabei in das Magnetfeld eines Elektro- oder Permanentmagneten gebracht. Die sich im Werkstoff ausbreitenden magnetischen Feldlinien treten an Rissen aus und bilden einen magnetischen Streufluss. Dabei entstehen Magnetpole, an denen sich die aufgebrachte Prüflösung sammelt. Werden fluoreszierende Prüflösungen verwendet, dann kann unter UV-Licht der Riss visuell erkannt werden (Abb. 8). Dieses Prüfverfahren kann sowohl an Spannstählen im eingebauten Zustand (In-situ-Prüfung) als auch an entnommenen Proben im Labor durchgeführt werden. Die Anwendung am Bauwerk bietet den Vorteil, dass deutlich mehr Spanndrähte untersucht werden können, da für die Prüfung keine Probenentnahme erforderlich ist. Abb. 8: MT-Prüfung in situ mit linienförmigen Anrissanzeigen, Quelle: MKP GmbH Insbesondere vor dem Hintergrund der zuvor beschriebenen inhomogenen Schädigungsverteilung innerhalb einzelner Spannglieder kann die In-situ-Prüfung dabei unterstützen, geeignete Drähte für weiterführende Untersuchungen auszuwählen und dadurch die Detektionswahrscheinlichkeit zu erhöhen. Die Laborprüfung bietet dagegen günstigere Prüf bedingungen und ermöglicht eine Untersuchung des Spannstahls über seinen gesamten Umfang. Im Rahmen der Auswertung wurden die Ergebnisse der MT-Prüfung in situ und im Labor mit denen der Zugversuche verglichen, um zu prüfen, ob die Anrissprüfung eine verlässliche Aussage über die Schädigung des Spannstahls zulässt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 29 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken In Abb. 9 sind die Ergebnisse der In-situ-MT-Prüfungen denen der weiteren Untersuchungen der Spannstähle gegenübergestellt. Hierzu wurden sieben Gutachten ausgewertet, bei denen bei insgesamt 60 Öffnungen eine MT-Prüfung in situ durchgeführt wurde. Abb. 9: Ergebnisse der MT-Prüfung in situ im Vergleich zum Befund der entnommenen Proben anhand der Ergebnisse des Zugversuchs Es wurde an allen Proben, an denen bereits bei der In-situ-MT-Prüfung eine Schädigung festgestellt wurde, diese durch die Laboruntersuchungen bestätigt. Gleichzeitig wurden mehrere Öffnungen identifiziert, bei denen die MT-Prüfung am Bauwerk keinen Hinweis auf eine Schädigung lieferte, während im Zugversuch eine Schädigung durch SpRK nachgewiesen wurde. Eine mögliche Ursache für diese falsch-negativen Befunde ist die geringe Größe der vorhandenen Anrisse. In den Fällen, in denen die MT-Prüfung mit fluoreszierendem Prüfmittel falsch-negative Ergebnisse geliefert hat, waren die im Bruchquerschnitt erkennbaren Anrisslinsen sehr klein (Vgl. Abb. 10). Abb. 10: Beispiel einer kleinen Anrisslinse im Bruchquerschnitt einer Spannstahlprobe; vergleichbarer Befund zu Proben, bei denen in der MT-Prüfung in situ keine Anrisse detektiert wurden, Quelle: GWT-TUD-GmbH Darüber hinaus kann nicht ausgeschlossen werden, dass sich Anrisse, auf den nicht sichtbaren Oberflächen der Drähte befanden und deshalb der Prüfung nicht zugänglich waren. Eine Überprüfung dieser Hypothese ist anhand der vorliegenden Datengrundlage nicht möglich, da bei den betreffenden Bauwerken entweder nur eine In-situ- oder nur eine Laborprüfung durchgeführt wurde. Bei im Labor untersuchten Proben war jedoch wiederholt beobachtet worden, dass Anrisse vermehrt oder ausschließlich auf einer Seite des Drahtes detektiert wurden. In Abb. 11 sind die Ergebnisse von MT-Prüfungen im Labor denen der Zugversuche gegenübergestellt. Hierzu wurden 19 Gutachten ausgewertet, bei denen an insgesamt 108 Proben eine MT-Prüfung durchgeführt wurde. Abb. 11: Ergebnis der MT-Prüfung im Labor im Vergleich zur Probenklasse anhand der Ergebnisse des Zugversuchs Die Ergebnisse zeigen, dass die MT-Prüfung im Labor bei positiven Anzeigen eine hohe Zuverlässigkeit aufweist. Nur in einem Fall stellte sich ein zunächst vermuteter Anriss als Oberflächenfehler heraus. Allerdings wurden 23 % falsch-negative Ergebnisse festgestellt, bei denen die MT-Prüfung keine Anrisse detektierte, im Zugversuch jedoch eine SpRK-Schädigung nachgewiesen wurde. Da sich diese auf sechs Untersuchungen konzentrieren, ist ein Einfluss der Prüfdurchführung nicht auszuschließen. Bauer et al. [15] beschreiben, dass insbesondere die Reinigung der Proben sowie das Auf bringen einer Vordehnung die Detektionssicherheit der MT-Prüfung beeinflussen können. In den betrachteten Untersuchungen wurde eine Vordehnung nur in Ausnahmefällen aufgebracht. In allen Fällen mit falsch-negativem Ergebnis erfolgte die Prüfung ohne Vordehnung. 4.4 Oberflächenzustand Für 284 Proben wurde der Oberflächenzustand anhand der in [15] definierten Oberflächenzustandsnoten bewertet. Höhere Zustandsnoten kennzeichnen dabei einen schlechteren Oberflächenzustand. So steht beispielsweise die Note 2,0 für vereinzelte punktförmige Oberflächenkorrosion, die Note 4,0 für punkt- und flächige Korrosion mit tieferen Narben. Abb. 12 zeigt die Verteilung der Proben über die einzelnen Zustandsnoten sowie die zugehörigen Befunde. 30 7. Brückenkolloquium - September 2026 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken Abb. 12: Verteilung der Probenbefunde über die Oberflächenzustandsnoten nach [15] Es zeigt sich, dass Schädigungen über nahezu das gesamte Spektrum der beobachteten Oberflächenzustände festgestellt wurden. Mit zunehmender Oberflächenzustandsnote steigt der Anteil geschädigter Proben tendenziell an. Gleichzeitig treten sowohl geschädigte als auch ungeschädigte Proben in einem breiten Bereich der Zustandsnoten auf. 4.5 Verpresszustand Für 186 Öffnungen lagen Informationen zum Verpresszustand vor. Abb. 13 zeigt die Verteilung der Befunde in Abhängigkeit des dokumentierten Verpresszustands. Abb. 13: Öffnungsklasse im Vergleich zum Verpresszustand Der überwiegende Teil der geöffneten Hüllrohre war vollständig verpresst. Fehlerhafte Verpressungen wurden nur vereinzelt festgestellt. Schädigungen des Spannstahls wurden sowohl bei fehlerfrei als auch bei fehlerhaft dokumentiertem Verpresszustand nachgewiesen. Aufgrund der geringen Anzahl beobachteter Verpressfehler kann nicht beurteilt werden, ob diese mit einer erhöhten Schädigungshäufigkeit verbunden sind. Die große Anzahl nachgewiesener Schädigungen in vollständig verpressten Bereichen zeigt jedoch, dass Verpressfehler keine notwendige Voraussetzung für das Auftreten einer Schädigung infolge SpRK darstellen. 5. Diskussion 5.1 Sichtbare Spannstahlkorrosion und Verpressfehler Der Korrosionszustand des Spannstahls lässt keine zuverlässige Aussage über eine Schädigung infolge SpRK zu. Zu einer vergleichbaren Einschätzung gelangt auch Wilhelm [12]. Auch der Verpresszustand des Hüllrohres erlaubt keine zuverlässige Aussage über das Vorliegen einer Schädigung. Die hohe Anzahl geschädigter Spanndrähte in vollständig verpressten Hüllrohren zeigt, dass Verpressfehler keine notwendige Voraussetzung für die Initiierung einer SpRK darstellen. Dieses Ergebnis stützt die Annahme, dass die Schädigung überwiegend bereits vor dem Verpressen des Hüllrohres entsteht. 5.2 Angewandte Methoden In den vorliegenden Untersuchungen weist die MT-Prüfung am Bauwerk eine ungenügende Detektionssicherheit auf. Negative Befunde erlauben keine sichere Aussage über das Nichtvorliegen einer Schädigung. Positive Rissanzeigen erwiesen sich dagegen als belastbar und konnten durch weiterführende Laboruntersuchungen bestätigt werden. Mögliche Ursachen für falsch-negative Befunde sind sehr kleine Anrisse oder Anrisse auf einer der Öffnung abgewandten Seite der Drähte. Die Grenzen der In-situ-MT- Prüfung sollten daher weiter untersucht werden. Trotz dieser Einschränkungen stellt die MT-Prüfung am Bauwerk ein wertvolles Hilfsmittel dar. Sie ermöglicht die Untersuchung mehrerer Drähte ohne Probenentnahme und kann dadurch die Auswahl geeigneter Spannstahlproben für weiterführende Laboruntersuchungen unterstützen. Vor dem Hintergrund der beobachteten inhomogenen Schädigungsverteilung innerhalb einzelner Spannglieder kann dies die Wahrscheinlichkeit erhöhen, geschädigte Drähte zu identifizieren. Negative Befunde sollten jedoch grundsätzlich durch weiterführende Untersuchungen abgesichert werden. Die MT-Prüfung im Labor zeigte insgesamt eine höhere Detektionssicherheit. Dennoch wurden sowohl falsch-negative als auch falsch-positive Befunde beobachtet. Eine mögliche Erklärung für die beobachteten falsch-negativen Befunde sind Unterschiede in der Durchführung der MT-Prüfung. Da diese in den ausgewerteten Untersuchungen nicht einheitlich war, ist ein Einfluss auf die Detektionssicherheit nach Meinung der Autoren zwar wahrscheinlich, aber nicht abgesichert. In keinem der betrachteten Regelwerke wird das Auf bringen einer Vor- 7. Brückenkolloquium - September 2026 31 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken dehnung im Rahmen der MT-Prüfung gefordert. Auch die Art der Reinigung der Proben ist nicht verbindlich festgelegt [2], [14]. Hier besteht Bedarf an einer einheitlichen Festlegung der Prüfdurchführung. Der Zugversuch stellt nach derzeitigem Kenntnisstand die einzige Möglichkeit dar, eine Probe als gesichert ungeschädigt zu bewerten. Gleichzeitig ist sein Anwendungsbereich auf einen vergleichsweise kurzen Probenabschnitt beschränkt. Darüber hinaus wird die Vergleichbarkeit der Ergebnisse durch Unterschiede in der Durchführung und Dokumentation der Versuche beeinträchtigt. Für eine möglichst hohe Detektionssicherheit erscheint daher die Kombination von MT-Prüfung und Zugversuch zielführend. 5.3 Detektionserfolg in Abhängigkeit vom Probenumfang Die Ergebnisse bestätigen die bekannte These, dass im Falle einer vorhandenen SpRK nicht von einer gleichmäßigen Schädigung aller Drähte innerhalb eines Spanngliedes ausgegangen werden kann. Darüber hinaus ist unbekannt, welchen Einfluss die räumliche Lage der Drähte innerhalb des Spanngliedquerschnitts auf die Schädigungsverteilung besitzt, da die Probenentnahme aufgrund der Lage der Öffnung nicht zufällig erfolgt. Die Entnahme nur einer Probe je Spannglied - wie sie aktuell in der Handlungsanweisung [2] vorgesehen ist - erscheint auf Grundlage der vorliegenden Untersuchungen für die Bewertung der Schädigung eines gesamten Spanngliedes nicht ausreichend. Die Ergebnisse deuten darauf hin, dass ein größerer Probenumfang, wie er in der DB-Arbeitshilfe [14] gefordert wird, eine höhere Detektionssicherheit ermöglicht. Alternativ könnte die gezielte Auswahl der zu entnehmenden Drähte anhand einer vorgelagerten In-situ-MT-Prüfung dazu beitragen, die Wahrscheinlichkeit zu erhöhen, geschädigte Drähte zu identifizieren. 5.4 Detektionserfolg in Abhängigkeit der Entnahmestelle Bezüglich der Verteilung der Schädigung über das Bauwerk zeigt sich bei den untersuchten Durchlaufträgerbrücken eine Konzentration von positiven Befunden an den Hochpunkten der Hüllrohre. Die Lage der Entnahmestellen scheint daher einen Einfluss auf den Detektionserfolg zu haben. Zudem deuten die Ergebnisse darauf hin, dass Schädigungen in den Hochpunkten häufig stärker ausgeprägt sind als in den Tiefpunkten. Als mögliche Erklärung kommen bauklimatische Einflüsse vor dem Verpressen der Spannglieder in Betracht. In den Hochpunkten sind aufgrund der geringen Betonüberdeckung stärkere Temperaturwechsel und damit begünstigte Kondensations- und Trocknungsprozesse zu erwarten, die die Initiierung von SpRK fördern können. Neuere Untersuchungen zeigen zudem, dass die Schädigung maßgeblich durch eine Wechselwirkung aus Kondenswasser und atmosphärischer Exposition beeinflusst wird [17]. Die zugrunde liegenden Ursachen der Schädigungsinitiierung konnten im Rahmen der vorliegenden Auswertung nicht verifiziert werden. Zur Klärung der Schadensursachen und der räumlichen Schädigungsverteilung sind weiterführende Untersuchungen erforderlich. Hinsichtlich der Aussagekraft bisheriger Untersuchungen an Durchlaufträgerbrücken sind insbesondere solche als kritisch anzusehen, bei denen ein negativer Befund ausgesprochen wurde, ohne die Hochpunkte der Spannglieder zu untersuchen. 6. Schlussfolgerungen Abschließend seien die wichtigsten Erkenntnisse aus der durchgeführten Studie zusammengefasst: - Hochpunkte der Spannglieder sollten - sofern vorhanden - bei den Untersuchungen zwingend berücksichtigt werden. - Die Entnahme einer einzelnen Probe aus einer Spanngliedöffnung ist nicht ausreichend. - Die In-situ-MT-Prüfung kann die Auswahl geeigneter Spannstahlproben für weiterführende Untersuchungen unterstützen. Die Grenzen der Methode sollten jedoch weiter untersucht werden. - Negative Befunde der Anrissprüfung sollten grundsätzlich durch Zugversuche abgesichert werden. - Bewertung und Dokumentation der Untersuchungsergebnisse müssen vereinheitlicht werden. Für die Festlegung belastbarer Empfehlungen hinsichtlich der Anzahlen von Untersuchungsstellen und der dort jeweils zu entnehmenden Drähte sind weitere Untersuchungen zur Schädigungsverteilung innerhalb der Spannglieder notwendig. 7. Danksagung Die Autoren danken dem Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg, dem sächsischen Landesamt Straßenbau und Verkehr, der Stadt Magdeburg und der Technischen Universität Dresden für die Bereitstellung von Gutachten zu Untersuchungen an SpRK-gefährdeten Bauwerken. Literatur [1] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt), „Brückenstatistik“, Bundesanstalt für Straßenwesen, März 2026.[Online].Verfügbarunter: https: / / www.bast.de/ DE/ Publikationen/ Statistik/ Bruecken/ Brueckensta tistik.pdf [2] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung, Hrsg., „Handlungsanweisung zur Überprüfung und Beurteilung von älteren Brückenbauwerken, die mit vergütetem, spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl erstellt wurden: Handlungsanweisung Spannungsrisskorrosion“. Berlin, 2011. [3] U. Nürnberger, Korrosion und Korrosionsschutz im Bauwesen: Band 1: Grundlagen, Betonbau. Wiesbaden: Bauverlag, 1995. [4] E. Becher, „Analyse der Wirksamkeit diagnostischer Untersuchungen zur Identifikation einer akuten Spannungsrisskorrosion“, Technische Universität Dresden, Dresden, Projektarbeit, Feb. 2026. 32 7. Brückenkolloquium - September 2026 Detektion von Spannungsrisskorrosion an Spannbetonbrücken [5] D. Grimme, Spannungsrisskorrosion in Spannbetonbauwerken: Neue Forschungsergebnisse. Düsseldorf: Verlag Stahleisen, 1983. [6] G. Rehm, U. Nürnberger, und R. Frey, „Zur Korrosion und Rißkorrosion bei Spannstählen“, Materials and corrosion, Bd. 32, Nr. 5, S. 211-221, 1981, doi: 10.1002/ maco.19810320504. [7] B. Isecke, „Kritische Beurteilung neuer Spannstahlentwicklungen: Dokumentation der vorhandenen Erkenntnisse“, Nr. T-2823. in Bauforschung T. Fraunhofer-IRB-Verl., Stuttgart, 1998. [8] U. Nürnberger, Analyse und Auswertung von Schadensfällen an Spannstählen, Bd. H. 308. in Forschung Straßenbau und Straßenverkehrstechnik, vol. H. 308. Bonn - Bad Godesberg: Bundesminister für Verkehr, Abt. Strassenbau, 1980. [9] B. Isecke, K. Menzel, J. Mietz, und U. Nürnberger, „Gefährdung älterer Spannbetonbauwerke durch Spannungsrißkorrosion“, Beton- und Stahlbetonbau, Bd. 90, Nr. 5, S. 120-123, 1995, doi: 10.1002/ best.199500190. [10] D. Bertram u.-a., „Gefährdung älterer Spannbetonbauwerke durch Spannungsrißkorrosion an vergütetem Spannstahl in nachträglichem Verbund“, Beton- und Stahlbetonbau, Bd. 97, Nr. 5, S. 236-238, 2002, doi: 10.1002/ best.200201060. [11] B. Stellwag und H. Kaesche, „Kinetik der wasserstoffinduzierten Spannungsrißkorrosion - Teil- 2: Meßergebnisse an einem hochfesten Stahl und Diskussion“, Materials and Corrosion, Bd. 33, Nr. 6, S.-323-333, 1982, doi: 10.1002/ maco.19820330602. [12] T. Wilhelm, „Wasserstoffinduzierte Spannungsrisskorrosion“, Technische Universität Dresden, Dresden, Dissertation, Feb. 2014. [13] J. Mietz, K. Pasewald, und B. Isecke, Untersuchungen zum wasserstoffinduzierten Sprödbruch vergüteter Spannstähle, Bd. T 2819. in Bauforschung, vol. T 2819. Stuttgart: Fraunhofer-IRB-Verl., 1998. [14] DB Netz AG, „Arbeitshilfe zu Ril 805.0202A01: Nachrechnungskonzept für Bauwerke mit spannungsrisskorrosionsgefährdeten Spannstählen“. DB Netz AG, Technik- und Anlagenmanagement Fahrweg, Brücken (I.NAI 42), Frankfurt am Main, 25. September 2020. [15] T. Bauer, M. Müller, R. Patz, T. Wilhelm, J.-Schwarz, und N. V. Tue, „Zur Schadensverteilung des durch Spannungsriss korrosion geschädigten vergüteten Spannstahls bei Brückenbauwerken“, Bautechnik, Bd. 88, Nr. 3, S. 151-159, 2011, doi: 10.1002/ bate.201110015. [16] DIN EN ISO 9934-1: 2017-03, Zerstörungsfreie Prüfung_- Magnetpulverprüfung_- Teil_1: Allgemeine Grundlagen (ISO_9934-1: 2016); Deutsche Fassung EN_ISO_9934-1: 2016. doi: 10.31030/ 2608994. [17] G. Ebell, „Aus Schaden wird man klug - Der Teileinsturz der Carolabrücke liefert neue Prüf-und Schädigungsansätze für vergütete Spannstähle“, gehalten auf der DGM Werkstoffprüfung, Dresden, Germany, Nov. 2025. Faseroptik und prädiktive Erhaltung 7. Brückenkolloquium - September 2026 35 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik Univ. Prof. Dipl.-Ing. Dr. Werner Lienhart Technische Universität Graz, Graz, Österreich Dr. Sasan Farhadi Technische Universität Graz, Graz, Österreich Zusammenfassung Verteilte faseroptische Messungen werden im Bauwesen zunehmend zur Strukturüberwachung eingesetzt. Durch die lückenlose Erfassung haben faseroptische Messungen das Potential lokale Ereignisse wie Risse oder Spanndrahtbrüche zu detektieren und zu lokalisieren. In diesem Beitrag wird anhand von Laborversuchen gezeigt, dass für eine zuverlässige Rissbestimmung mittels verteilter Dehnungsmessung die Wahl eines geeigneten Sensorkabels essentiell ist. Weiters werden ein Überblick über Spanndrahtbruchversuche gegeben und die Herausforderungen bei der Datenerfassung und Auswertung von DAS Messungen zur Detektion von Drahtbrüchen diskutiert. 1. Einleitung Die verteilte faseroptische Sensorik (Distributed Fiber Optic Sensing - DFOS) hat sich in den letzten Jahren zu einem Standardverfahren in Prüflaboren entwickelt. Durch Analyse des Rückstreusignals [1], von an den Prüfkörpern applizierten oder in diesen eingebetteten Sensorkabeln, können lückenlos Dehnungen (Distributed Strain Sensing - DSS), Temperaturen (Distributed Temperature Sensing - DTS) oder Vibrationen bzw. akustische Signale (Distributed Acoustic Sensing - DAS) erfasst werden (Abb.-1). Abb. 1: Lückenlose Erfassungen von Dehnungen, Temperaturen und akustischen Signalen entlang von Glasfasern. Die räumliche Auflösung, Reichweite und Messfrequenz sind dabei von dem verwendeten Rückstrahleffekt abhängig [2]. 2. Rissbestimmung mittels DFOS Über lange Distanzen von mehreren 10er Kilometern können Dehnungen mit Brillouinmessverfahren bestimmt werden. Jedoch ist deren räumliche Auflösung von mehreren Dezimetern für die Rissdetektion nur bedingt geeignet. Optical Frequency Domain Reflectometry (OFDR) Messverfahren benutzen die Rayleigh Rückstreuung und können Dehnungen mit einer räumlichen Auflösung von wenigen Millimetern erfassen. Risse von Brückenträgern können mit OFDR sehr gut detektiert werden. Die Reichweite kommerzieller Systeme ist derzeit aber auf 100 m bzw. mit Einschränkungen auf 2 km begrenzt. Dehnung ε ist definiert als Längenänderung ΔL im Verhältnis zu einer Ausgangslänge L 0 (Gl. 1). ε = ΔL/ L 0 [1] Bei einem intakten, rissfreien und unbelasteten Träger ist die Dehnung entlang der gesamten Faser gleich Null (Abb. 2a). Beim Auftreten eines Risses verursacht die Rissbreite ΔL eine positive Längenänderung. Da die Ausgangslänge L 0 an der Rissposition aber Null war, würde sich theoretisch an der Stelle des Risses L R eine Dehnung von unendlich ergeben (Abb. 2b). Abb. 2: a) Intakter Brückenträger; b) Gerissener Träger. In der Realität kommt es zu einer Verschmierung der Dehnungsspitze. Je nach Auflösung des Instrumentes und ver- 36 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik wendeten Kabeltyps, bzw. bei Oberflächenmontage der Steifigkeit des eingesetzten Klebers, ist eine unterschiedlich breite Dehnungsspitze im Signal vorhanden (Abb. 3). Abb. 3: Dehnungsverlauf bei a) niedriger und b) hoher Auflösung des Messverfahrens. Bei praktischen Anwendungen ist eine sorgfältige Auswahl sämtlicher Komponenten (Instrument, Kabel, Kleber) essentiell. Bei einer zu starken Verschmierung des Signals können kleine Risse unter Umständen nicht erkannt werden, bzw. nahe beieinanderliegende Risse nicht unterschieden werden. In Abb. 4 ist ein Versuchsauf bau gezeigt, bei welchem unterschiedliche Kabeltypen mit unterschiedlichen Klebern und unterschiedlichen Applikationsarten (in einer Nut, direkt auf der Oberfläche) auf einem Betonbalken angebracht worden sind. Die Armierung des Probebalkens wurde so gewählt, dass bei einer vertikalen Belastung genau ein Riss entsteht. Abb. 4: Betonbalken mit neun unterschiedlichen DFOS Messlinien Für zwei der neun Messlinien ist der Dehnungsverlauf bei einer Rissbreite von 0,8 mm in Abb. 5 dargestellt. Kabeltyp A zeigt eine klare Dehnungsspitze welche sich über einen Abstand von ± 15 cm von der Rissposition ausprägt. Durch Integration des Dehnungssignals kann die Fläche unterhalb der Kurve, und somit auch die Rissbreite, berechnet werden. Ergänzend sei angemerkt, dass ein zu steiler Dehnungspeak z. B. bei großen Rissen, auch zu Problemen führen kann. Abb. 5: Dehnungsverlauf von zwei Messkabeln bei einer Rissbreite von 0,8 mm In solchen Fällen kann es vorkommen, dass die auftretenden Dehnungen außerhalb des Messbereichs des Instrumentes liegen und nicht mehr zuverlässig erfasst werden können [5]. 3. Detektion von Spanndrahtbrüchen Zur Detektion von Spanndrahtbrüchen können zwei unterschiedliche Ansätze verfolgt werden. Wie in [6] gezeigt, können Spanndrahtbrüche durch OFDR Dehnungsmessungen von an einer Trägeroberfläche applizierten Messfasern theoretisch detektiert werden. In den gezeigten Versuchen sind die Änderungen der Dehnungen aufgrund von Drahtbrüchen jedoch sehr niedrig und nur geringfügig über der Signal-Rausch Schwelle. Außerdem müssen sämtliche andere Einflüsse, wie z. B. die Temperaturausdehnung des Objektes sowie der Temperatureinfluss auf das Signal selbst, zuverlässig kompensiert werden. Alternativ zur statischen Dehnungsmessungen ist es auch möglich Spanndrahtbrüche durch Distributed Acoustic Sensing zu detektieren [7]. Dieser Ansatz basiert auf der Schallemissionsanalyse (SEA, engl. Acoustic Emmission - AE). In der konventionellen SEA werden die charakteristischen hochfrequenten Burstsignale von Drahtbrüchen mit punktuellen Sensoren erfasst. Durch Bestimmung der Laufzeitdifferenzen lassen sich die Drahtbrüche auch verorten. Entscheidend für zuverlässige Ergebnisse sind eine geeignete Sensoranordnung, eine gute Ankopplung, die in-situ Kalibrierung der Ausbreitungsgeschwindigkeit und robuste Klassifikationsregeln zur Trennung von Drahtbruchgeräuschen von Umweltgeräuschen. Absolute Aussagen zur Resttragfähigkeit liefert SEA allein nicht. Als Frühwarn- und Aktivitätsindikator ist die Methode jedoch sehr wirkungsvoll. Herausforderung beim Einsatz punktueller elektrischer Sensoren ist, dass diese in der Nähe der auftretenden Spanndrahtbrüche positioniert sein müssen. Für eine 7. Brückenkolloquium - September 2026 37 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik komplette Abdeckung eines großen Brückenbauwerks sind daher eine große Anzahl von Sensoren und ein hoher Verkabelungsaufwand notwendig. Hier bieten DAS Messungen signifikante Vorteile, da durch ein einziges Sensorkabel das gesamte Bauwerk abgedeckt werden kann. Zur Evaluierung beider Ansätze und zur Entwicklung automatisierter Auswertealgorithmen wurden von der TU Graz gemeinsam mit Kooperationspartnern Spanndrahtbrüche von Brückenträgern bewusst generiert und parallel dazu DSS und DAS Messungen durchgeführt. 4. Versuchskörper Um eine Datenbasis zur Validierung der entwickelten DFOS Auswertemethoden zu erhalten, wurden DSS und DAS Daten im Rahmen mehrerer Belastungsbzw. Schädigungsversuchen aufgezeichnet. Ein Überblick der bisher erfassten Daten gibt Tab.-1. Tab. 1: Überblick über die durchgeführten Spanndrahtbruchversuche Prüfort ZAG, Laibach, SLO TU Wien, AT openLAB Brücke, Bautzen, DE Länge 10,5 m 5 m 3 Felder mit jeweils 15-m Lage der Messfaser An der Oberfläche geklebt An der Oberfläche geklebt & eingebettet Eingebettet Ursache Drahtbrüche Vertikale Last Chemisch Schneiden Zeitraum der Versuche Träger Z1: Nov. 2024 Träger Z2: Dez. 2024 VK1: Jän. 2026 VK2: Juli 2026 April 2026 Visualisierung Untersucht wurden Träger unterschiedlicher Längen und die Spanndrahtbrüche wurden auf unterschiedliche Arten generiert. Im Prüflabor von ZAG in Laibach wurden im Rahmen des ReNos Projektes die Träger vertikal mit zunehmender Kraft belastet, sodass zuerst Risse im Beton aufgetreten und schließlich die Spannkabel gerissen sind. Bei den Versuchen des NINA Projektes im Prüflabor der TU Wien wurden die Balken mit konstanter Kraft belastet und die Spanndrahtbrücke chemisch initiiert. Bei den Versuchen der openLAB Brücke [8] in Bautzen hingegen, wurden einzelne Spanndrahte durchschnitten. Somit liegen unterschiedliche Datensätze mit und ohne auftretender Betonrissbildung, mit und ohne Hintergrundgeräusche z. B. aufgrund des Schneidens vor. Dieser Beitrag konzentriert sich auf die Erfahrungen, welche bei den Messungen von Träger Z1 in Laibach gemacht wurden. 5. Brückenträger Z1 5.1 Beschreibung des Trägers Beim Brückenträgern Z1 handelt es sich um den Träger einer realen vorgespannten Betonbrücke in Slowenien, welche während Überschwemmungen im August 2023 teilweise eingestürzt ist. Einige der vorgespannten Träger blieben unbeschädigt und wurden für weitere Versuche an das Slovenian National Building and Civil Engineering Institute (ZAG) gebracht [9]. Der Träger Z1 hat eine Länge von 10,5 m und im unteren Teil des Trägers befinden sich drei Reihen mit eingebetteten Spannkabeln mit jeweils 7 Drähten. Jeder Draht hat einen Durchmesser von 3 mm. Die Höhe des Trägers ist 70 cm. Zusätzlich befindet sich auf dem Träger eine armierte Fahrbahnplatte mit 18 cm Höhe, Abb. 6. Abb. 6: Brückenträger Z1 5.2 Versuchsablauf im November 2024 Der Träger Z1 wurde im Rahmen eines Dreipunktbiegeversuchs kontrolliert belastet. Die Steuerung erfolgte am ersten Tag kraftgesteuert und am zweiten Tag weggesteuert. Über Nacht wurde die Last konstant gehalten. 38 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik Der Lastverlauf des ersten Tages kann Abb.-7 entnommen werden. Jede Ziellaststufe wurde in fünf Schritten angefahren und jeder Lastfall wurde zweimal durchgeführt. Abb. 7: Lastprofil des ersten Versuchstages Die Deformationen des Trägers wurden mit einer Vielzahl von Sensoren gemessen. Dazu gehörten unter anderem: • DSS Messungen mit OFDR Interrogatoren • DAS Messungen mit einem DAS Interrogator • Balkenneigungen mit IoT Neigungssensoren • Punktuelle Vibrationen mit Beschleunigungs-sensoren • 3D Punktverschiebungen mit Robotik-Totalstationen (RTS) • Flächenhafte Deformationen mittels digitaler Bildkorrelation (Digital Image Correlation - DIC) • Relative Distanzänderungen mit Wegaufnehmern Für die simultane DSS und DAS Messungen wurden zwei faseroptische Linien auf die Betonoberfläche appliziert. Jede Linie verläuft zunächst im oberen Bereich des Träger, wendet am Ende des Trägers und verläuft nahe der Unterseite zurück, Abb.-8. Abb. 8: Applizierte faseroptische Kabel für simultane DSS und DAS Messungen 5.3 DSS Messungen Die DSS Messungen wurden mit zwei unterschiedlichen OFDR Interrogatoren durchgeführt. Für die Messungen mit dem Optical Distributed Sensor Interrogator (ODi- SI) muss vorab ein sogenannter Key für die Messlinie erstellt werden. Alle weiteren Messungen erfolgen relativ zu diesem Key. Falls zwischen dem Zeitpunkt der Keyerstellung und der Folgemessung zu große Dehnungsänderungen auftreten, können die Messungen nicht mehr miteinander verbunden werden und es treten Datenlücken auf. Um dem entgegenzuwirken, können zwischendurch neue Keys erstellt werden, was jedoch den Messablauf unterbricht und zu Mehraufwänden bei der Auswertung führt. Alternativ wurden daher auch Messungen mit einem Optical Backscatter Reflectometer (OBR) gemacht. Dieses Instrument benötigt zwar länger (mehrere Sekunden) für eine Messung, jedoch ist keine Keygenerierung vorab erforderlich. Abb.-9 stellt die OBR Ergebnisse des ersten Messtages in Form eines Wasserfallplots dar. Zur Übersichtlichkeit sind die nur die lastfreien Situationen und die maximale Laststufe jedes Zyklus gezeigt. Klar erkennbar sind die einzelnen Lastfälle und dass mit Zunahme der Last auch höhere Dehnungen auftreten. Ebenso ist ersichtlich, dass entlang der unteren Messlinie höhere Dehnungen als entlang der oberen Messlinie vorhanden sind. Ab Laststufe L2-1 treten ersten Risse auf, welche mit höheren Laststufen sowohl in der Anzahl, als auch in der Rissbreite zunehmen. Abb. 9: Wasserfallplot der lastfreien und maximalen Lastsituationen der ersten 6 Zyklen. Dies wird noch deutlicher durch Darstellung des Dehnungsverlaufs über die Faserlänge zu einzelnen Zeitpunkten. In Abb. 10 ist die räumliche Verteilung der Dehnung bei Lastfall L2-1 zu sehen. Sichtbar ist die Charakteristik des 3 Punktbiegeversuchs mit keiner Dehnung an den Balkenenden und maximaler Dehnung beim Krafteinleitepunkt. Da sowohl bei der unteren als, auch bei der oberen Messlinie nur positive Dehnungen auftreten, muss die neutrale Achse höher als die obere Messlinie liegen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 39 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik Die beiden Dehnungsspitzen zeigen das Vorhandensein eines Risses sowohl in der oberen, als auch in der unteren Messlinie an. Abb. 10: Dehnungsverlauf bei Lastfall L2-1 Abb. 11: Dehnungsverlauf bei Lastfall L2-2 Beim zweiten Anfahren (Lastfall L2-2) derselben Maximalast tritt jeweils ein weiterer Riss auf wie Abb.-11 entnommen werden kann. 5.4 DAS Messungen Entlang der zweiten Messlinie wurden DAS Messungen mit einer Messrate von 10 kHz und einer räumlichen Auflösung von 0,8 m durchgeführt. Aufgrund der Balkenlänge von 10,5-m ergeben sich somit jeweils 13 Messpunkte entlang des oberen und unteren Bereichs des Trägers. Im Gegensatz zu DSS Messverfahren werden von DAS Dehnungsraten (µm/ m/ s) aufgezeichnet. Statische Dehnungsänderungen z. B. zwischen zwei Messepochen können damit nicht erfasst werden. Vibrationen und akustische Signale wie sie bei einem Spanndrahtbuch auftreten, können jedoch sehr gut detektiert werden. Beim Belastungstest des Trägers Z1 sind in der letzten Laststufe beim Versagen des Trägers drei Spanndrahtbrüche aufgetreten. Die rohen Signale während des ersten Spanndrahtbruchs sind in Abb.-12 in Form eines Wasserfalldiagramms dargestellt. Abb. 12: Wasserfalldiagramm der Dehnungsraten beim Auftreten des ersten Spanndrahtbruchs von Träger Z1 Erkennbar ist, dass vor und nach dem Spanndrahtbruch kaum Dehnungsraten und das Auftreten des Bruchs sowohl in der unteren, als auch in der oberen Messlinie sichtbar ist. Noch deutlicher ist dies in der Zeitreihendarstellungen (Abb. 13 und Abb. 14) zu sehen. Je nach Messkanal sind Dehnungsraten von bis zu 1380 µm/ m/ s beim Spanndrahtbruch aufgetreten. Diese heben sich signifikant aus dem Messrauschen hervor. Ebenfalls ist auffällig, dass vor dem Spanndrahtbruch das Messrauschen der Kanäle auf der unteren Messlinie mit einer typischen Standardabweichung von mehr als 100-µm/ m/ s wesentlich höher ist als bei der oberen Messlinie (typische Standardabweichung 20-µm/ m/ s). Hierzu sei angemerkt, dass dies beim Beginn der Belastung nicht der Fall war. Ursprünglich hatten alle Kanäle eine ähnliche Standardabweichung. Kurz vor dem ersten Spanndrahtbruch ist diese bei den Kanälen auf der unteren Messlinie sukzessive gestiegen. Eine mögliche Ursache dafür können Beschädigungen der Messfaser aufgrund immer größerer Risse im Beton der Fall sein. Abb. 13: Dehnungsraten der Messpositionen der oberen Messlinie beim Auftreten des Spanndrahtbruchs 40 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik Abb. 14: Dehnungsraten der Messpositionen der unteren Messlinie beim Auftreten des Spanndrahtbruchs Zur Lokalisierung des Orts des Spanndrahtbuchs ist eine zuverlässige zeitliche Bestimmung des Auftretens des Spanndrahtbruchs erforderlich. Berücksichtigt man eine übliche Schallgeschwindigkeit in Beton von ca. 3000-m/ s bedeutet dies, dass zwischen zwei benachbarten Messpositionen (Abstand 0.8 m) nur 0.27 Millisekunden vergehen. Bei der verwendeten Messrate von 10 kHz (zeitlicher Abstand der Messungen: 0.1 Millisekunden) bedeutet dies, dass der Spanndrahtbruch an der benachbarten Messposition nur 2 bis 3 Messpunkte später auftritt. Dies erschwert eine genaue räumliche Zuordnung. Zur automatischen Bestimmung des Zeitpunktes des Drahtbruches kann die Hilbert-Transformation verwendet werden, welche das gefilterte Signal x(t) in eine Amplitudenumhüllende E(t) umwandelt (Gl. 2). E(t)=|x(t)+jH{x(t)}| [2] Außerhalb des Bereichs des Drahtbruchs werden Rauschstatistiken (Mittelwert μ noise und Standardabweichung σ noise ) geschätzt, wodurch sich die beiden Schwellwert T onset (Gl. 3) und T offset (Gl. 4) ergeben. T onset = μ noise + k s ∙ σ noise [3] T offset = μ noise + k e ∙ σ noise [4] wobei k s > k e [5] Für den vorliegenden Fall wurden k s = 6 und k e = 3 gewählt. Der Drahtbruchbeginn ist der erste Messwert bei dem E(t) > T onset ist. Von dort aus setzt sich das Ereignis fort, bis die Hülle unter T offset fällt (Abb.-15). Der Peak ist der maximale Hüllkurvenwert zwischen Anfang und Offset. Abb. 15: Bestimmung von Anfang und Ende des Drahtbruchsignals von Kanal 69 6. Zusammenfassung und Ausblick In diesem Beitrag wurde gezeigt, dass Risse von Betonträgern und Spanndrahtbrüche mittels verteilter faseroptischer Sensorik detektiert werden können. Für zuverlässige Ergebnisse sind die Wahl von geeigneten Sensorkabeln erforderlich, da eine quantitative Bestimmung, z. B. von der Rissbreite, sonst nicht möglich ist. Spanndrahtbrüche treten aufgrund der sehr hohen freigesetzten Energie in DAS Messungen klar hervor. Die genaue Lokalisation ist jedoch herausfordernd, da sehr hohe Messraten erforderlich sind und Vorschädigungen der Messfaser das Signal-Rausch Verhältnis negativ beeinflussen können. In dem gezeigten Beispiel des Trägers Z1 wurden die Messdaten mit 10 kHz aufgezeichnet was eher als untere Grenze zur Spanndrahtbruchdetektion anzusehen ist. Aufgrund dieser Erfahrungen wurden für die nachfolgenden Versuche an der TU Wien bzw. bei der openLAB Brücke höhere Messraten von 40 bzw. 50 kHz gewählt. Dies bedeutet aber auch, eine wesentlich höhere Datenmenge. In den Versuchen an der TU Wien sind bis zu 2 GB an Datenvolumen pro Minute angefallen. Die vollautomatische Auswertung dieser Datenmengen ist derzeit Inhalt weiterer Forschungsaktivitäten. Danksagung Wir möchten uns bei allen Forschungsbeteiligten für die Unterstützung bei der Datenerfassung und bei den Fördergebern für die Übernahme eines Teils der Finanzierung (Projekt NINA: FFG Projektnr: 5137690; ZAG), bedanken. Besonders hervorheben möchten wir den Einsatz von Dr. Andrej Anžlin, Maja Kreslin und Mirko Kosič (ZAG), Dr. Patrick Huber und Iztok Arnuga (TU Wien) sowie Bertram Richter (TU Dresden). 7. Brückenkolloquium - September 2026 41 Bestimmung von Rissen und Spanndrahtbrüchen von Brückenträgern mittels verteilter faseroptischer Sensorik Literatur [1] Döring, H.; Habel, W.; Lienhart, W.; Schwarz, W. (2016). Faseroptische Messverfahren. In: Freeden, W., Rummel, R. (eds) Handbuch der Geodäsie. Springer Reference Naturwissenschaften. Springer Spektrum, Berlin, Heidelberg. https: / / doi. org/ 10.1007/ 978-3-662-46900-2_22-1. [2] Monsberger, C.M.; Lienhart, W. (2021) Distributed Fiber Optic Shape Sensing of Concrete Structures. Sensors 2021, 21, 6098. https: / / doi.org/ 10.3390/ s21186098. [3] Winkler, M.; Monsberger, C.M.; Lienhart, W.; Vorwagner, A.; Kwapisz, M. (2019) Assessment of crack patterns along plain concrete tunnel linings using distributed fiber optic sensing, In: Proc. 5th International Conference on Smart Monitoring, Assessment and Rehabilitation of Civil Structures (SMAR): 8 Seiten: https: / / www.ndt.net/ article/ smar2019/ papers/ We.2.C.6.pdf. [4] Vorwagner, A.; Kwapisz, M.; Lienhart, W.; Winkler, M.; Monsberger, C.M.; Prammer, D. (2021), Verteilte Rissbreitenmessung im Betonbau mittels faseroptischer Sensorik - Neue Anwendung von verteilten faseroptischen Messsystemen. Beton- und Stahlbetonbau, 116: 727-740. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202100060. [5] Herbers, M.; Richter, B.; Marx, S. (2026) Systematic sensor selection for distributed fiber optic crack monitoring: a semi-analytical model for strain peak prediction, Measurement, Volume 257, Part D, 2026, 118872. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.measurement.2025.118872. [6] Richter, B.; Will, E.; Herbers, M.; Marx, S. (2026) Detection of prestressing wire breaks in post-tensioned concrete structures using distributed fiber optic strain sensing. J Civil Struct Health Monit 15, 3819-3840 (2025). https: / / doi.org/ 10.1007/ s13349-025-01018-5. [7] Bochenska, M.; Olejnik, A.; Zdanowicz, K.; Guzik, A. (2025) Verteilte faseroptische akustische Messungen (DAS) im Brückenbau - Potenziale und Anwendungen. Beton- und Stahlbetonbau 120, H. 11, S. 954-963. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.70032. [8] Herbers, M.; Bartels, J.-H.; Richter, B.; Collin, F.; Ulbrich, L.; Al-Zuriqat, T.; Chillón Geck, C.; Naraniecki, H.; Hahn, O.; Jesse, F.; Smarsly, K.; Marx, S. (2024), openLAB - Eine Forschungsbrücke zur Entwicklung eines digitalen Brückenzwillings. Beton- und Stahlbetonbau, 119: 169-180. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202300094. [9] Lila, K.; Herbers, M.; Richter, B.; Agreiter, A.; Kreslin, M.; Triller, P.; Anžlin, A.; Lienhart, W.; Marx S (2025) DFOS-Based Monitoring of Prestressed Concrete Bridge Girders. In; Proc. 13th International Conference of Intelligent Infrastructure (SHMII-13), Graz, Austria, pp. 170-177: https: / / doi.org/ 10.3217/ 978-3-99161-057-1-029. 7. Brückenkolloquium - September 2026 43 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken Flächige Analyse des Riss- und Verformungsverhaltens mittels faseroptischer Sensorik Henrik Becks, M. Sc. monitorING Ingenieurgesellschaft mbH, Aachen Dr.-Ing. Karin Reißen & Dipl.-Ing. Hans-Peter Doser Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH, Aachen Prof. Dr.-Ing. Martin Claßen RWTH Aachen University, Lehrstuhl und Institut für Massivbau monitorING Ingenieurgesellschaft mbH, Aachen Zusammenfassung Die Bewertung von Bestandsbrücken basiert im Wesentlichen auf wiederkehrenden Bauwerksprüfungen und statischen Nachrechnungen. Ingenieurbüros identifizieren hierzu rechnerische Defizite, bewerten vorhandene Tragreserven und erarbeiten Entscheidungsgrundlagen für den Weiterbetrieb der Bauwerke. Bei kritischen Nachweisen stellt sich jedoch häufig die Frage, inwieweit das reale Trag- und Verformungsverhalten von den modellbasierten Annahmen abweicht. Eine neuartige Technologie zur Untersuchung dieser Fragestellung ist die zweidimensional auflösende faseroptische Sensortechnik (2D-FOS). Sie ermöglicht die flächige und zugleich hochauflösende Erfassung der Bauteildehnungen und damit eine objektive, messdatenbasierte Beschreibung des tatsächlichen Strukturverhaltens unter realen Verkehrs- und Umwelteinwirkungen. Am Autobahnkreuz Bad Neuenahr-Ahrweiler wurde 2D-FOS erstmals an einem bestehenden Brückenbauwerk eingesetzt. Der Beitrag stellt Messkonzept, Installation, Datenverarbeitung und erste Ergebnisse vor und zeigt den Mehrwert der gewonnenen Messdaten für Nachrechnung und Erhaltungsmanagement. 1. Einführung Das deutsche Bundesfernstraßennetz umfasst rund 40.000 Brücken beziehungsweise etwa 52.000 Einzelbauwerke. Ein Großteil wurde zwischen 1965 und 1985 errichtet und erreicht inzwischen die planmäßige Nutzungsdauer oder hat diese bereits überschritten [1]. Gleichzeitig verschärfen steigende Verkehrsbelastungen - insbesondere infolge des zunehmenden Schwerverkehrs - sowie aktualisierte Bemessungsvorschriften das Missverhältnis zwischen den vorhandenen Tragfähigkeiten und den heutigen Anforderungen [2,-3]. Schätzungsweise 20-% der Bauwerke sind daher derzeit sanierungsbedürftig oder müssen zeitnah ersetzt werden [4,-5]. Aus diesen Herausforderungen leitet sich ein erheblicher Handlungsbedarf für den Erhalt einer sicheren und leistungsfähigen Verkehrsinfrastruktur ab. Die wesentliche Informationsgrundlage für die Zustandsbewertung bestehender Brücken bilden derzeit turnusmäßige Bauwerksprüfungen nach DIN 1076 [6] sowie statische Nachrechnungen nach der Nachrechnungsrichtlinie (NRR) [7]. Auf Grundlage der visuellen Befunde und rechnerischen Nachweise werden Maßnahmen zur Instandhaltung, Lastbeschränkungen und Aussagen zur Restnutzungsdauer abgeleitet. Im Rahmen dieses Beitrags wird das Brückenbauwerk am Autobahnkreuz Bad Neuenahr-Ahrweiler (A61/ A573) vorgestellt, das in den Jahren 2019 und 2020 nach NRR nachgerechnet wurde [8]. Es besteht aus zwei unterschiedlich breiten, einfeldrigen Überbauten mit zweistegigem Plattenbalkenquerschnitt und Stützweiten von rund 41,2-m. Aufgrund rechnerischer Defizite - unter anderem bei den Ermüdungsnachweisen der Querkraft- und Torsionstragfähigkeit - sollte die Ermüdungssicherheit durch eine qualitative Bewertung nach NRR (Abschnitt 12.7.4 (11) und (12) der zweiten Ergänzung [9]) nachgewiesen werden. Danach kann eine ausreichende Sicherheit gegen Ermüdung infolge Querkraftbeanspruchung angenommen werden, sofern bei Sonderprüfungen im Abstand von höchstens drei Jahren in den rissgefährdeten Tragwerksbereichen keine wesentlichen, auf ermüdungswirksame Beanspruchungen zurückzuführenden Schäden festgestellt werden. Besonderes Augenmerk ist dabei auf Schrägrisse, die Entwicklung bestehender Rissbreiten und die Entstehung neuer Schrägrisse zu richten. Am südlichen, schmaleren Teilbauwerk (TBW-2) wurden mehrere flach verlaufende Schrägrisse ungeklärter Ursache mit Rissbreiten von <-0,1-mm bis 0,2-mm festgestellt. Diese wurden im Rahmen jährlich durchgeführter Sonderprüfungen visuell überwacht. Diese visuelle Überwachung stößt jedoch angesichts der geringen Rissbreiten und der sich überlagernden Einflüs- 44 7. Brückenkolloquium - September 2026 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken se aus Temperatur und Luftfeuchtigkeit an ihre Grenzen. Zudem verlaufen Degradationsprozesse in Stahl- und Spannbetonkonstruktionen häufig graduell und räumlich heterogen, wodurch ihre zuverlässige Erfassung durch visuelle Inspektionen erschwert wird. Die Abhängigkeit von subjektiven Einschätzungen und die begrenzte Aussagekraft konventioneller Prüfverfahren hinsichtlich des tatsächlichen Tragverhaltens schränken die Belastbarkeit der daraus abgeleiteten Zustandsbewertungen entsprechend ein. Zur Gewinnung objektiver und belastbarer Informationen über den tatsächlichen Bauwerkszustand unter realen Verkehrs- und Umwelteinwirkungen bieten sich weiterführende Methoden des Structural Health Monitorings (SHM) an. Durch die kontinuierliche oder periodische messtechnische Erfassung des Tragwerksverhaltens kann SHM eine wesentliche Grundlage für zustandsorientierte Instandhaltungsstrategien schaffen. In diesem Zusammenhang hat sich die verteilte faseroptische Sensorik (Fiber Optic Sensing, FOS) als leistungsfähiges Verfahren zur dehnungsbasierten Bauwerksüberwachung etabliert. Im Gegensatz zu punktuell messenden Systemen wie Dehnungsmessstreifen oder Wegaufnehmern ermöglicht FOS quasi-kontinuierliche Dehnungsmessungen mit hoher räumlicher Auflösung über große Messlängen [10]. In Stahl- und Spannbetonkonstruktionen können die Sensorfasern an Bewehrungsstäben befestigt, in die Betonmatrix eingebettet oder nachträglich auf der Betonoberfläche appliziert werden [11]. Letztere Variante ist für die Überwachung bestehender Bauwerke besonders vorteilhaft, da sie eine nachträgliche Installation ohne invasive Eingriffe in die Konstruktion ermöglicht [12, 10]. Herkömmliche FOS-Messungen erfassen Dehnungen bislang jedoch ausschließlich entlang der Faserachse und liefern damit im Wesentlichen eindimensionale Informationen. Räumlich komplexe und mehraxiale Rissmuster können daher nur sehr eingeschränkt abgebildet werden. Um diese messtechnische Einschränkung zu überwinden, wurde am Lehrstuhl und Institut für Massivbau (IMB) der RWTH Aachen ein neuartiges zweidimensionales faseroptisches Sensorsystem (2D-FOS) für die oberflächige Applikation auf bestehenden Betonbauwerken entwickelt [13, 14]. Die Anordnung der Messfasern in einem multidirektionalen Netzwerk ermöglicht hierbei die Rekonstruktion zweidimensionaler Dehnungsfelder über ausgedehnte Messbereiche. Dadurch können Rissentstehung und Rissfortschritt detektiert, Rissbreiten quantifiziert und komplexe Rissmuster analysiert werden. Aufgrund der hohen räumlichen Auflösung eignet sich 2D-FOS überdies ideal zur gezielten Erfassung ermüdungsbedingter Schädigungsprozesse. Damit diese vielversprechenden Eigenschaften im Realeinsatz erprobt werden können, wurden in Zusammenarbeit mit der Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH mehrere 2DFOS Sensoren am Brückenbauwerk AK Bad Neuenahr-Ahrweiler durch die monitorING Ingenieurgesellschaft mbh und das IMB installiert. Ziel war es, die Nachrechnung und die darauf auf bauende Bewertung der Ermüdungssicherheit durch objektive, messtechnisch erfasste Zustandsinformationen zu ergänzen. Die Erfassung des realen Tragwerksverhaltens unter Betriebsbedingungen schafft eine fundierte Grundlage für die Bewertung des Schädigungszustands und der ermüdungswirksamen Beanspruchung. Die ersten Ergebnisse werden im Folgenden vorgestellt und diskutiert. 2. Das Messsystem 2D-FOS 2.1 Konzept Zur messtechnischen Erfassung des Tragwerksverhaltens nutzt 2D-FOS drei unabhängige Glasfasersensoren, die horizontal, vertikal und diagonal in einem Sensornetzwerk angeordnet sind. Die horizontalen und vertikalen Fasern verlaufen hierbei in definierten Abständen s h beziehungsweise s v , während die diagonale Faser um 45° zu diesen geneigt ist (Abb. 1a, b). Diese multidirektionale Anordnung ermöglicht Dehnungsmessungen in drei unabhängigen Richtungen (ε x , ε y und ε xy ), aus denen sich die Hauptdehnungen der Fläche bestimmen lassen (Abb. 1c). Auf dieser Grundlage kann für die gesamte überwachte Fläche ein zweidimensionales Dehnungsfeld rekonstruiert werden, das die räumliche Verteilung der Bauteilverformungen hochauflösend abbildet. Lokale Dehnungskonzentrationen können somit gezielt identifiziert, lokalisiert und im Hinblick auf mögliche Materialschädigungen bewertet werden [15]. Abb. 1: 2D-FOS-Konzept: (a, b) Netzgeometrie und Segmentierung des multidirektionalen Faserlayouts sowie (c) Rekonstruktion der Hauptdehnungen Neben der Rekonstruktion der Dehnungsfelder ermöglicht das Sensorlayout die Detektion und Charakterisierung von Rissen. Kreuzen Risse die Messfasern, entstehen entlang der Faserverläufe lokale Dehnungsspitzen, die mithilfe der multidirektionalen Anordnung systematisch ausgewertet werden. Dadurch lassen sich Rissposition, Rissrichtung und Rissbreite automatisiert bestimmen. Hierzu werden die kontinuierlichen Fasern in räumlich definierte Segmente unterteilt (Abb. 1a), die so- 7. Brückenkolloquium - September 2026 45 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken wohl für die Rekonstruktion der Dehnungsfelder als auch die Rissdetektion benötigt werden. Durch die Anpassung der Faserabstände und Segmentlängen können Geometrie und Auflösung des Sensornetzwerks flexibel auf die jeweilige Messaufgabe abgestimmt werden. Voraussetzung sind jedoch stets mindestens drei unterschiedliche Faserorientierungen. 2.2 Zweidimensionale Dehnungsauswertung Die Auswertung der 2D-FOS-Messdaten erfolgt mithilfe eines eigens entwickelten Python-basierten Auswertetools, das die entlang der Fasern erfassten Dehnungen in eine räumlich aufgelöste, zweidimensionale Darstellung überführt (Abb.-2a). Hierzu werden die erhobenen Messdaten zunächst gefiltert - um Rauschen und Anomalien zu reduzieren [16] - und anschließend auf Plausibilität geprüft und mögliche Datenpunktausfälle identifiziert [10]. Die anschließende zweidimensionale Dehnungsrekonstruktion basiert auf einem matrixorientierten Zuordnungsansatz. Dabei werden die eindimensionalen Messwerte entsprechend ihrer räumlichen Lage im Sensornetzwerk auf ein diskretes Raster übertragen. Fehlende Werte werden hierbei durch Interpolation ergänzt, sodass ein kontinuierliches Dehnungsfeld entsteht (Abb.-2a). Qualität und Aussagekraft des rekonstruierten Feldes werden dabei maßgeblich von der gewählten Interpolationsmethode beeinflusst. Abb.-2: Vorgehensweise zur Darstellung von (a) zweidimensionalen Dehnungsfeldern und (b) zweidimensionalen Rissbildern Abschließend werden die Dehnungsinformationen aller Faserorientierungen durch eine Hauptdehnungstransformation in eine koordinatenunabhängige Darstellung überführt, wodurch sich sowohl Betrag als auch Richtung der maßgebenden Dehnungen innerhalb der überwachten Fläche anschaulich erfassen lassen. Vor der Rissbildung ermöglicht diese eine umfassende Beschreibung des Strukturverhaltens; nach der Rissinitiierung dient sie als robuster qualitativer Indikator für die weitere Schadensentwicklung. 2.3 Rissbreitenberechnung und -darstellung Über die Dehnungsanalyse hinaus ermöglicht das Auswertetool die automatisierte Detektion, Quantifizierung und räumliche Rekonstruktion der Rissentwicklung innerhalb des 2D-FOS Patches. Grundlage ist eine segmentweise Auswertung der faseroptisch erfassten Dehnungsverläufe. Der entwickelte Algorithmus zur Rissdetektion folgt einem mehrstufigen Verfahren: Zunächst werden potenzielle Zeitpunkte der Rissinitiierung anhand charakteristischer Änderungen der mittleren Dehnung und der Dehnungsstreuung identifiziert. Dadurch lassen sich Zeitpunkte mit beginnender Dehnungslokalisierung vorselektieren und zugleich hinsichtlich ihrer Datenqualität bewerten. Anschließend werden die Dehnungssignale der ausgewählten Zeitpunkte auf lokale Maxima untersucht. Ein Riss wird bestätigt, wenn die detektierte Dehnungsspitze sowohl einen definierten Absolutwert als auch einen festgelegten relativen Dehnungsanstieg überschreitet. Auf diese Weise können rissinduzierte Dehnungskonzentrationen zuverlässig von nicht schädigungsbedingten Schwankungen unterschieden werden. Die bestätigten Risse werden gemeinsam mit ihrer Position und dem Zeitpunkt ihrer Entstehung erfasst. Auf Grundlage der detektierten Risspositionen werden die Rissbreiten für alle relevanten Messzeitpunkte durch segmentweise Integration des Dehnungsprofils innerhalb des jeweiligen rissbeeinflussten Bereiches bestimmt [10]. Um eine zeitlich konsistente Auswertung sicherzustellen, werden bei den folgenden Messzeitpunkten ausschließlich zuvor identifizierte Risse berücksichtigt. Risse an Segmentgrenzen bleiben unberücksichtigt, da ihre rissbeeinflussten Bereiche nicht vollständig erfasst werden können. Die ermittelten Rissbreiten werden räumlich referenziert gespeichert und bilden die Grundlage für die weitere Verarbeitung und zweidimensionale Visualisierung des Rissbildes (Abb.-2b). Für die räumliche Rekonstruktion werden Risspositionen und Rissbreiten aller Faserorientierungen auf ein gemeinsames Raster übertragen und zu einem zweidimensionalen Rissfeld zusammengeführt. Ein Linienverbindungsalgorithmus [17] rekonstruiert daraus kontinuierliche Risspfade, entlang derer die Rissbreiten interpoliert und winkelabhängig korrigiert werden (Abb.-2b). Das Ergebnis ist eine kontinuierliche zweidimensionale Darstellung des Rissverlaufs einschließlich der räumlich variierenden Rissbreiten. Über die reine Visualisierung hinaus ermöglicht sie eine Analyse des Rissbildes, insbesondere der Rissinitiierung, der Rissausbreitung und der Wechselwirkungen zwischen benachbarten Rissen. Damit können Dehnungslokalisierungen mit den zugrunde 46 7. Brückenkolloquium - September 2026 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken liegenden Schädigungsmechanismen verknüpft und deren zeitliche Entwicklung systematisch untersucht werden. Die beschriebenen Methoden zur Dehnungsfeldrekonstruktion sowie zur Rissbreitenberechnung und -visualisierung bilden die Grundlage für die Auswertung der Realmessdaten. Erste Ergebnisse dieser Auswertung werden in Abschnitt 3.3 vorgestellt. 3. Anwendung an einer Bestandsbrücke 3.1 Motivation Das 1971 errichtete Brückenbauwerk am Autobahnkreuz Bad Neuenahr-Ahrweiler (A61/ A573) besteht aus zwei unterschiedlich breiten, einfeldrigen Überbauten. Diese sind in Längs- und Querrichtung vorgespannt, als zweistegige Plattenbalken ausgebildet und weisen eine Schiefe von etwa 56 gon auf. In den Jahren 2019 und 2020 wurde das Bauwerk nach NRR nachgerechnet [8]. Bereits bei einer Ortsbesichtigung im November 2019 wurden vom Boden aus Auffälligkeiten im auflagernahen Bereich eines Längsträgers festgestellt. Eine anschließende handnahe Untersuchung mithilfe eines Hubsteigers zeigte an den Stegen des südlichen, schmaleren Teilbauwerks (TBW 2) mehrere flach geneigte Schrägrisse ungeklärter Ursache. Die Risse lagen in Abständen von etwa 10 cm und wiesen überwiegend Rissbreiten von höchstens 0,1 mm, vereinzelt bis zu 0,2 mm auf. Die anschließende Nachrechnung ergab Defizite in verschiedenen Bauteilbereichen. Unter anderem wurden für die Längsträger in den auflagernahen Bereichen - insbesondere in den stumpfen Bauwerksecken - rechnerische Querkraftdefizite sowohl im Grenzzustand der Tragfähigkeit (GZT) nach [9] als auch im Ermüdungsnachweis festgestellt. Diese Bereiche stimmen räumlich mit den festgestellten Stegrissen überein. Im März 2020 wurde daher zunächst beschlossen, kurzfristig einen Ersatzneubau zu planen und innerhalb von zwei, spätestens jedoch fünf Jahren umzusetzen. Für den Übergangszeitraum sollte die Rissentwicklung im Rahmen regelmäßiger Sonderprüfungen überwacht und dokumentiert werden. Während Ausschreibung und Planung des Ersatzneubaus inzwischen eingeleitet wurden, verzögert sich dessen weitere Umsetzung. Die möglichen Ursachen der vorgefundenen Rissbildung wurden im Rahmen einer gesonderten Stellungnahme [18] diskutiert: Die Orientierung der leicht geneigten Risse in den Stegen der Hauptträger des südlichen, schmaleren Teilbauwerks (TBW-2) deutet grundsätzlich auf eine Beanspruchung durch negative Torsionsmomente hin. Dabei ist die Rissbildung in der östlichen Bauwerkshälfte vor dem Widerlager Ost deutlich stärker ausgeprägt als im westlichen Bereich. In der ursprünglichen Nachrechnung konnten entsprechende Torsionsmomente jedoch nicht ermittelt werden [8]. Zur weiteren Ursachenanalyse wurden ergänzende Parameterstudien an separaten Finite-Elemente-Modellen durchgeführt. Untersucht wurden unter anderem variierende Torsionssteifigkeiten und Materialeigenschaften, außergewöhnliche Einwirkungen sowie mögliche Verkippungen der Widerlager. Eine erhöhte Torsionssteifigkeit - vor Rissbildung - beziehungsweise ein größeres Schubmodul führten dabei zu höheren Torsionsmomenten. Auch eine Verkippung des östlichen Widerlagers nach Norden oder des westlichen Widerlagers nach Süden erzeugte negative Torsionsmomente, die grundsätzlich mit der beobachteten Rissorientierung vereinbar sind. Selbst bei Überlagerung der ungünstigsten Einflüsse überwogen jedoch weiterhin die positiven, entgegen der Rissrichtung wirkenden Torsionsmomente. Eine äußere Belastung konnte daher nicht eindeutig als Rissursache bestätigt werden. Aufgrund unterschiedlicher, an der Betonoberfläche erkennbarer Betonierstrukturen - die als Schüttkegel interpretiert werden - wird stattdessen vermutet, dass es sich um oberflächennahe Schwind- oder Zwangsrisse handelt. Diese könnten infolge des Bauablaufs und eines ungleichmäßigen Abbindeprozesses entstanden sein. Die Rissursache ließ sich jedoch auch anhand der ergänzenden Untersuchungen nicht abschließend klären. Im Januar 2021 wurde die Resttragfähigkeit des Brückenbauwerks unter Berücksichtigung genauerer Untersuchungen und erweiterter Nachweiskonzepte erneut bewertet [19]. Ergänzend wurde die Eignung des Bauwerks für eine 4+0-Verkehrsführung während der Errichtung des Ersatzneubaus untersucht. Die Nachweise der Querkraft- und Torsionstragfähigkeit konnten mithilfe eines alternativen Bemessungskonzepts erbracht werden. Dabei wurde auch der zusätzliche Querkrafttraganteil der vorhandenen, nicht den DIN-Fachberichten entsprechenden Bewehrungsformen gemäß der seinerzeit im Genehmigungsverfahren befindlichen zweiten Ergänzung zur NRR [9] berücksichtigt. Die rechnerischen Defizite im Ermüdungsnachweis blieben jedoch bestehen. Weitere Defizite betrafen überdies die Fahrbahnplatte in Querrichtung zwischen den Auflagern sowie die äußeren Kragarme im Bereich des Quergefällewechsels. Da die vorhandenen Stegrisse zu einer ermüdungswirksamen Beanspruchung der Querkraftbewehrung führen können, ist ihre Entwicklung während der verbleibenden Nutzungsdauer kontinuierlich bzw. periodisch zu überwachen. Im Zuge der Sonderprüfungen wurden daher zusätzliche Untersuchungen durchgeführt. Die wesentlichen Ergebnisse lassen sich wie folgt zusammenfassen: • Durch lokales Freilegen der Bewehrung wurde festgestellt, dass einzelne Risse bis zur Querkraftbewehrung reichen und damit für deren Ermüdungsbeanspruchung relevant sind. • Zur Beurteilung der Rissaktivität wurden an 13 Stellen Gipsmarken angebracht. Die Gipsmarken erstrecken sich teilweise über mehrere, übereinanderliegende Risse, sodass insgesamt eine mögliche Rissaktivität an 27 Rissstellen kontrolliert werden konnte. Bei späteren Prüfungen wurden vereinzelt Risse in den Gipsmarken festgestellt, die auf eine Aktivität der Risse schließen lassen. • Weitere Risse wurden an der Unterseite der Fahrbahnplatte festgestellt, auch in Bereichen, für die weder im 7. Brückenkolloquium - September 2026 47 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken GZT noch im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZG) rechnerische Defizite vorlagen. • Im Verlauf der Sonderprüfungen wurden vereinzelt Rissverlängerungen und neue Risse dokumentiert. Die an der Oberfläche gemessenen Rissbreiten lagen weiterhin überwiegend bei höchstens 0,1 mm. Das Freilegen einzelner Risse zeigte jedoch, dass die Rissbreite bereits wenige Millimeter unterhalb der Oberfläche deutlich größer sein kann. So wies ein an der Oberfläche kaum sichtbarer Riss (Rissbreite ≤- 0,1 mm) in einer Tiefe von etwa 3- mm eine Rissbreite von ungefähr 0,2-mm auf. Aufgrund der festgestellten Rissaktivität und der daraus resultierenden möglichen Ermüdungsbeanspruchung der rechnerisch defizitären Querkraftbewehrung wurde genehmigungspflichtiger Schwerverkehr von der Abbiegespur (d.-h. über dem am stärksten gerissenen Hauptträger) ausgeschlossen. Die Verzögerung des Ersatzneubaus erhöht die Anforderungen an eine zuverlässige Überwachung des Bauwerks im verbleibenden Nutzungszeitraum, um die Betriebssicherheit zu gewährleisten. Konventionelle Sichtprüfungen und punktuelle Messsysteme liefern jedoch nur begrenzte Informationen über die räumliche Verteilung und zeitliche Entwicklung komplexer Rissbilder. Insbesondere geringe Rissbreitenänderungen und multidirektionale Rissverläufe lassen sich damit nur eingeschränkt erfassen. Vor diesem Hintergrund wurde im Herbst 2025 mit der Installation mehrerer 1D- und 2D-FOS Sensoren an ausgewählten Bauteilbereichen begonnen. Ziel der Messkampagne ist es, lokale Dehnungskonzentrationen zu identifizieren, Rissbreitenänderungen zu quantifizieren und mögliche Rissfortschritte zu dokumentieren. Ergänzend werden Temperatur und Luftfeuchtigkeit erfasst, um umweltbedingte Einflüsse bei der Auswertung berücksichtigen zu können. Das Monitoring schafft damit eine objektive, messdatenbasierte Grundlage zur Bewertung des tatsächlichen Schädigungszustands, der ermüdungswirksamen Beanspruchung und der verbleibenden Tragfähigkeit des Bauwerks. 3.2 Applikation vor Ort Die zuverlässige Applikation hochsensibler faseroptischer Messtechnik an bestehenden Bauwerken stellt insbesondere unter den begrenzten Zugangs- und Umgebungsbedingungen vor Ort eine besondere Herausforderung dar. Aus diesem Grund entwickelte die monitorING Ingenieurgesellschaft mbH auf Grundlage des 2DFOS-Konzepts ein industriell einsetzbares, skalierbares und einfach zu installierendes Sensormodul in Form eines sogenannten 2D- FOS Patches (Abb.- 3). Die standardisierte Ausführung ermöglicht eine reproduzierbare Herstellung mit gleichbleibender Sensorgeometrie und -qualität sowie eine kontrollierte Applikation am Bauwerk. Vor der Installation wurde die Betonoberfläche gereinigt, von losen Betonteilen befreit und gezielt aufgeraut, um einen tragfähigen Untergrund herzustellen. Die sorgfältige Oberflächenvorbereitung ist eine wesentliche Voraussetzung für eine zuverlässige Dehnungsübertragung vom Beton auf das Sensorpatch. Da die Installation teilweise in großer Höhe und unter eingeschränkten Zugangsbedingungen erfolgte, kam ein eigens entwickeltes Montagesystem zum Einsatz. Dieses gewährleistet eine präzise Positionierung des Patches und einen gleichmäßigen Anpressdruck während des Klebevorgangs. Insgesamt wurden elf 1D-FOS Sensoren und sechs 2DFOS Patches an ausgewählten strukturell relevanten Bereichen der Brücke installiert. Die 2D-FOS Patches wurden hierbei insbesondere in den Stegbereichen der Träger mit komplexen Rissmustern appliziert, in denen multidirektionale Rissbildung und Dehnungsumlagerungen zu erwarten sind. Sämtliche Sensoren sind über ein durchgängiges Glasfasernetzwerk miteinander verbunden und in eine zentrale Monitoringarchitektur integriert. Die Messkabel werden an zwei zentralen Anschlusspunkten gebündelt und somit der Datenerfassung zugänglich gemacht. Abb.-3: Darstellung des 2D-FOS Patches und seiner Applikation am Brückenbauwerk 3.3 Erste Messergebnisse Zur Beurteilung der Ergebnisse der applizierten 2DFOS Patches und ihrer Eignung für die Zustandsüberwachung kritischer Bauteilbereiche werden im Folgenden exemplarisch die Messdaten eines Sensors ausgewertet und visualisiert. Die Rohmessdaten wurden in festgelegten Prüfintervallen unter regulärer Verkehrsbelastung mithilfe eines speziellen Auslesesystems [20] mit einer Abtastfrequenz von 4,17 Hz über jeweils zwei Minuten erfasst. In der anschließenden Auswertung wurden die Messdaten der drei Faserorientierungen durch Hauptdehnungstransformation und räumliche Überlagerung zu einem zweidimensionalen Dehnungsfeld des überwachten Bereichs zusammengeführt (Abb. 4a). Das dargestellte Dehnungsfeld bildet das lokale Strukturverhalten räumlich aufgelöst 48 7. Brückenkolloquium - September 2026 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken ab und macht Dehnungskonzentrationen im Bereich des vorhandenen Rissnetzes sichtbar. Ein Teil der messtechnisch identifizierten Risse war bei der visuellen Inspektion nicht erkennbar und konnte erst durch die hohe räumliche Auflösung des Messsystems identifiziert werden. Umgekehrt zeigte sich bei einzelnen visuell erfassten Rissen keine messbare lastabhängige Rissbreitenänderung. Diese Risse waren somit zwar vorhanden, öffneten oder schlossen sich unter der erfassten Verkehrsbelastung jedoch nicht nachweisbar. Ergänzend können die Dehnungsverläufe einzelner Fasersegmente dargestellt werden (Abb. 4b). Im exemplarisch ausgewählten vertikalen Segment lassen sich die Positionen der einzelnen Risse bereits visuell anhand der deutlich sichtbaren charakteristischen lokalen Dehnungsspitzen bestimmen. Abb. 4: Darstellung der Messergebnisse des 2D-FOS Patches: (a) zweidimensionales Dehnungsfeld, (b) räumlicher Dehnungsverlauf eines Fasersegments und (c) zeitlicher Verlauf der mittleren Segmentdehnung Da die 2D-FOS Patches nachträglich appliziert wurden, erfassen sie ausschließlich Dehnungsänderungen relativ zum Installationszustand. Die in Abb. 4 dargestellten Dehnungsfelder/ -verläufe bilden daher hauptsächlich die Reaktion des Bauteils auf die aktuelle Verkehrsbelastung ab. Diese zeigt sich insbesondere im zeitlichen Verlauf der mittleren Dehnung (Abb. 4c), in dem einzelne Fahrzeugüberfahrten deutlich erkennbar sind. Aus Signalhöhe, -dauer und -verlauf lassen sich somit qualitative Rückschlüsse auf Fahrspur, Fahrzeuggeschwindigkeit sowie Fahrzeugtyp und -gewicht ableiten. Bei der Interpretation der Messdaten sind darüber hinaus saisonale Temperatureinflüsse zu berücksichtigen. Der Vergleich zwischen Winter- und Frühlingsmessung zeigt im Frühjahr ein deutlich erhöhtes mittleres Dehnungsniveau, das überwiegend auf thermisch bedingte Dehnungen zurückzuführen ist. Für eine belastbare Bewertung der verkehrsinduzierten Anteile müssen diese Temperatureinflüsse daher entsprechend rechnerisch bereinigt werden. Die bereinigten Messergebnisse liefern wichtige Erkenntnisse für die Bewertung der Restnutzungsdauer des Bauwerks. Insbesondere die bislang unbekannte ermüdungswirksame Beanspruchung der Bügelbewehrung kann durch die Auswertung der Messdaten erstmals realistisch eingeordnet werden. Die Stegrisse schließen sich unter Verkehrsbelastung tendenziell, während die lastabhängigen Rissbreitenänderungen insgesamt sehr gering bleiben. Dies ist im Hinblick auf eine mögliche fortschreitende Schädigung positiv zu bewerten und stützt die Annahme, dass die vorhandenen Risse nicht durch äußere Belastung verursacht wurden, die unter Verkehr zu einer weiteren Rissöffnung führt. Die aus der Rissöffnungsänderung und dem mittleren Rissabstand abgeleitete oberflächliche Dehnungsänderung beträgt in den Stegen maximal 0,03-mm/ m. Wird diese Dehnungsänderung vereinfachend vollständig einer gleichmäßig verteilten elastischen Dehnungsänderung der vertikalen Querkraftbewehrung zugeordnet (unter Vernachlässigung der elastischen Betondehnung, der Verbundübertragung und einer möglichen Lokalisierung der Stahldehnung im Rissbereich), ergibt sich eine äquivalente mittlere Spannungsschwingbreite von etwa 6-N/ mm 2 . Diese rechnerische Spannungsschwingbreite liegt hierbei deutlich unter dem Bemessungswert der Ermüdungsfestigkeit der Querkraftbewehrung Ø14/ 15 von Δσ Rsd -=-175-N/ mm 2 / 1,15-=-152,2-N/ mm 2 . Auch unter Berücksichtigung eines überschlägigen Modellzuschlags ergibt sich somit eine vergleichsweise geringe Beanspruchung. Die Messergebnisse weisen daher darauf hin, dass die beobachteten zyklischen Rissöffnungsänderungen für die Ermüdung der Querkraftbewehrung lediglich von untergeordneter Bedeutung sind. Gleichzeitig zeigen die Ergebnisse jedoch, dass sich selbst geringe Änderungen der Rissbreiten mit dem Messsystem zuverlässig und hochauflösend erfassen lassen. Eine vertiefte Auswertung der Monitoringdaten soll künftig dazu beitragen, die bislang nicht abschließend geklärte Ursache der Rissbildung einzugrenzen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 49 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken 4. Zusammenfassung Die praktische Anwendung zeigt, dass 2D-FOS die messtechnischen und ingenieurtechnischen Anforderungen an eine praxistaugliche Bauwerksüberwachung erfüllt. Die flächige Erfassung von Dehnungsfeldern und Rissbildern ermöglicht eine objektive Bewertung kritischer Bauteilbereiche und liefert Informationen, die mit konventionellen Inspektionsverfahren nicht oder nur eingeschränkt zugänglich sind. Durch die kontinuierliche Erfassung der Rissentwicklung und die Quantifizierung der daraus resultierenden ermüdungswirksamen Beanspruchung der rechnerisch defizitären Bügelbewehrung kann der sichere Weiterbetrieb des Bauwerks fundierter beurteilt und gegebenenfalls über die ursprünglich vorgesehene Restnutzungsdauer hinaus abgesichert werden. Angesichts der Vielzahl alternder Brücken im deutschen Bundesfernstraßennetz und der Grenzen konventioneller Prüfverfahren verdeutlichen die Ergebnisse das Potenzial faseroptischer Flächensensoren. Sie schaffen eine objektive, messdatenbasierte Grundlage für die Zustandsbewertung und unterstützen Entscheidungen zu Instandhaltung, Lastbeschränkungen und Restnutzungsdauer von Spannbetonbrücken. Danksagung Die Autoren möchten sich herzlich bei allen Partnern bedanken, die zum Gelingen dieses Projekts beigetragen haben. Die enge und vertrauensvolle Zusammenarbeit mit dem Lehrstuhl und Institut für Massivbau der RWTH Aachen, der Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH und der monitorING Ingenieurgesellschaft mbH sowie das Vertrauen der Autobahn GmbH des Bundes als Bauherrin und Auftraggeberin haben die praktische Erprobung der neuartigen Messtechnik erst ermöglicht. Literatur [1] BASt: Brückenstatistik. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen Ausgabe 2025. [2] BMDV: Verkehr in Zahlen 2024/ 2025 - 53. Jahrgang. Bundesministerium für Digitales und Verkehr, 2024, https: / / www.bmv.de/ SharedDocs/ DE/ Anlage/ G/ verkehr-in-zahlen24-25-pdf.pdf? __ blob=publicationFile [Zugriff am: 07.01.2026]. [3] Naumann, J.: Brücken und Schwerverkehr - Strategie zur Ertüchtigung des Brückenbestands in Bundesfernstraßen. In: Bauingenieur 85 (2010), Heft 5, S. 210-216. [4] Arndt, W.-H.; Schneider, S.: Investitionsbedarfe für ein nachhaltiges Verkehrssystem, Deutsches Institut für Urbanistik, Berlin, Germany, 7 Ausgabe 2023. [5] Marzahn, G.: Brücken an Bundesfernstraßen - Bilanz und Ausblick. In: Krieger,- J.; Isecke,- B. (Hrsg.): 5.- Brückenkolloquium - Fachtagung für Beurteilung, Planung, Bau, Instandhaltung und Betrieb von Brücken. Techn. Akademie Esslingen e.V. Weiterbildungszentrum, Tagungshandbuch/ TAE, Technische Akademie Esslingen Heft-5. Technische Akademie Esslingen, 2022, S. 17-35. [6] DIN 1076: 2026-01: Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen. Norm, Ausgabe Januar 2026. [7] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung Abteilung Straßenbau: Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand - Nachrechnungsrichtlinie inkl. 1. Ergänzung. Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung Abteilung Straßenbau, Bonn Ausgabe 2011 und 2015. [8] Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH: Nachrechnung gemäß Nachrechnungsrichtlinie AK Bad Neuenahr-Ahrweiler - Statische Berechnung (12.-Mai 2020). [9] Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur Abteilung Straßenbau: Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand 2. Ergänzung - ENTWURF - Nachrechnungsrichtlinie. Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur Abteilung Straßenbau, Bonn Ausgabe 2020. [10] Becks, H.; Högemann, M.; Hegger, J. et al.: Assessing crack formation and strain distribution in concrete structures using externally installed fiber optic sensors. In: Case Studies in Construction Materials (2025), Iss. 22. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.cscm.2025.e04744. [11] Bado, M.F.; Casas, J.R.: A Review of Recent Distributed Optical Fiber Sensors Applications for Civil Engineering Structural Health Monitoring. In: Sensors (Basel, Switzerland), Vol. 21 (2021), Iss. 5. https: / / doi.org/ 10.3390/ s21051818. [12] Becks, H.; Hegger, J.; Classen, M.: Measuring Strain and Crack Evolution in Reinforced Concrete under Monotonic and Fatigue Tension using Fiber Optic Sensors. In: Procedia Structural Integrity 64 (2024), S.- 1279-1286. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.prostr.2024.09.197. [13] Becks, H.; Hegger, J.; Classen, M.: Two-dimensional strain measurement and crack detection of reinforced concrete using fiber optic sensors. In: Proceedings of the IABSE Congress Ghent 2025 - The Essence of Structural Engineering for Society, Ghent, Belgium, 2025, S.- 480-489. https: / / doi.org/ 10.2749/ ghent.2025.0480. [14] Becks, H.; Lippold, L.; Winkler, P. et al.: Neuartige Konzepte für die Zustandsüberwachung und -analyse von Brückenbauwerken - Einblicke in das Forschungsvorhaben SPP100+. In: Bauingenieur 99 (2024), Heft 10, S. 327- 338. https: / / doi. org/ 10.37544/ 0005-6650-2024-10-63. [15] Becks, H.; Baktheer, A.; Marx, S. et al.: Monitoring concept for the propagation of compressive fatigue in externally prestressed concrete beams using digital image correlation and fiber optic sensors. In: Fatigue & Fracture of Engineering Materials & Structures, Vol. 46 (2023), Iss. 2, S.- 514-526. https: / / doi.org/ 10.1111/ ffe.13881. 50 7. Brückenkolloquium - September 2026 Moderne Messtechnik zur Bewertung von Bestandsbrücken [16] Janiak, T.; Becks, H.; Camps, B. et al.: Evaluation of distributed fibre optic sensors in structural concrete. In: Materials and Structures, Vol. 56 (2023), Iss. 159. https: / / doi.org/ 10.1617/ s11527-023-02222-9. [17] Bresenham, J.: Algorithm for computer control of a digital plotter. In: IBM Systems Journal 4 (1965), Heft 1, S.-25-30. https: / / doi.org/ 10.1147/ sj.41.0025. [18] Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH: 20195084- B2: AK Bad Neuenahr-Ahrweiler (A 61/ A 573) - Stellungnahme Untersuchung Schubrisse und Stellungnahme Rissursache (18. Dezember 2020). [19] Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH: 20195084- B4: AK Bad Neuenahr-Ahrweiler (A 61/ A 573) - Expertise Resttragfähigkeit (7. Januar 2021). [20] Luna Innovations Inc.: ODiSI 6000 Series - Optical Distributed Sensor Interrogators. Datasheet, 2021, https: / / lunainc.com/ sites/ default/ files/ assets/ files/ data-sheet/ LUNA-ODiSI-6000-Data-Sheet.pdf. 7. Brückenkolloquium - September 2026 51 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken Potentiale verteilter faseroptischer Sensoren für das Brückenmonitoring Dipl.-Ing. Miriam Kroschel Technische Universität Dresden, Institut für Massivbau Dipl.-Ing. Bertram Richter Technische Universität Dresden, Institut für Massivbau Dr.-Ing. Vazul Boros AIT - Austrian Institute of Technology, Wien, Österreich Dr.-Ing. Christos Karapanagiotis Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Dr.-Ing. Frank Jesse Hentschke Bau GmbH, Bautzen Dr.-Ing. Katarzyna Zdanowicz FOLAB GmbH, Weimar Dipl.-Ing. Maciej Kwapisz Austrian Institute of Technology, Wien, Österreich Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx Technische Universität Dresden, Institut für Massivbau Zusammenfassung Aufgrund des hohen Bauwerksalters und steigender Verkehrsbelastung befinden sich viele deutsche Brücken in einem kritischen Zustand. Die Zustandserfassung nach DIN-1076 basiert auf Sichtprüfungen und liefert begrenzt Aussagen zum Tragverhalten. Verteilte faseroptische Sensoren (DFOS) ermöglichen hingegen eine kontinuierliche, ortsaufgelöste Überwachung von Einwirkungen, Bauwerksreaktionen und Schäden. Allerdings fehlen bislang standardisierte Messkonzepte, praktische Erfahrungen sowie effiziente Strategien zur Verarbeitung großer Datenmengen. Hier setzt das Forschungsprojekt FOSsure an, indem Einflüsse auf die Messdatenqualität analysiert sowie die Ableitung von Verkehrseinwirkungen, Schäden und strukturellen Defiziten aus Daten verschiedener Messsysteme untersucht werden. Es werden Laborversuche und Pilotmessungen am „OpenBridgeLab“, einer Forschungsbrücke bei Bautzen, sowie Langzeitmessungen an vier Straßenbrücken durchgeführt. Die Ergebnisse liefern praxisnahe Empfehlungen für Planung, Installation und Datenverarbeitung und tragen zu einer digitalisierten, prädiktiven Instandhaltungsstrategie bei. 52 7. Brückenkolloquium - September 2026 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken 1. Einführung Die Bewertung von Bauwerken erfolgt anhand definierter Anforderungen an das Tragwerk, die meist durch Grenzzustandsgleichungen beschrieben werden. Dabei werden Einwirkungen, etwa Kräfte oder Spannungen, den vorhandenen Widerständen gegenübergestellt. Ein Versagen tritt ein, wenn die Einwirkungen die Widerstände überschreiten. Moderne Normen verwenden dafür probabilistische Ansätze [1], bei denen Einwirkungen und Widerstände als streuende Größen mit stochastischen Verteilungen modelliert werden. Die Versagenswahrscheinlichkeit ergibt sich aus der Überlappung dieser Verteilungen (Abb.-1). Wird der zulässige Grenzwert überschritten, stehen Ingenieuren verschiedene Gegenmaßnahmen zur Verfügung. Im Neubau werden häufig größere Querschnitte, höhere Bewehrungsmengen oder Werkstoffe mit höherer Festigkeit gewählt, um die Widerstände zu erhöhen. Bei Bestandsbauwerken sind Verstärkungen ebenfalls möglich, jedoch mit hohem Aufwand und hohen Kosten verbunden. Daher gewinnt die Reduktion von Unsicherheiten durch Messungen direkt am Bauwerk an Bedeutung. Auch die Verringerung der Einwirkungen, etwa durch Lastbeschränkungen, kann zur Einhaltung der Anforderungen beitragen. Abb. - 1: Visualisierung des Sicherheitskonzeptes im Bauwesen mit Möglichkeiten zur Reduktion der Versagenswahrscheinlichkeit. Hier bietet die Technologie verteilter faseroptischer Messung (engl. Distributed Fiber Optic Sensing, DFOS) großes Potenzial. Durch die Analyse rückgestreuten Lichts in einer Glasfaser ist eine kontinuierliche Erfassung von Dehnungen (Distributed Strain Sensing, DSS), Temperaturen (Distributed Temperature Sensing, DTS) oder akustischen Signalen (Distributed Acoustic Sensing, DAS) über die gesamte Faserlänge möglich-[2,-3]. Im Vergleich zu punktförmigen Sensoren erlaubt dies, den Installationsaufwand, den Platzbedarf, das Gewicht und die Kosten zu reduzieren-[2]. Mit einer einzigen Faser können somit Unsicherheiten auf der Einwirkungs- und Widerstandsseite reduziert und die Wirksamkeit von Verstärkungen sowie von Lastbeschränkungen überwacht werden. Der Monitoringprozess gliedert sich nach-[4] in mehrere Schritte. Zunächst wird die Messaufgabe unter Berücksichtigung der Ziele, der erwarteten Ergebnisse und der verfügbaren Ressourcen definiert. Darauf folgt die Festlegung des Monitoringkonzepts, der Erfolgskriterien und Qualitätsindikatoren. Danach erfolgen die zielgerichtete Auswahl der Sensoren und die Installation sowie die erste Prüfung der Funktion und Plausibilität. Im nächsten Schritt werden Einwirkungen (vgl. Kapitel-3) und/ oder Bauwerksreaktionen (vgl. Kapitel- 4) erfasst und einer objektiven, aufgabenunabhängigen Qualitätsbewertung unterzogen (vgl. Kapitel-2). Nach der Auswahl und Vorverarbeitung der Daten erfolgen die Analyse und Bewertung der Ergebnisse im Hinblick auf die Messaufgabe. Dies umfasst auch eine Gesamtbewertung des Prozesses und des Messsystems [4]. 2. Quantifizieren der Messdatenqualität Bei verteilten Dehnungsmessungen (DSS) kommen in der Praxis Verfahren auf Basis der Brillouin- und Rayleigh-Rückstreuung zum Einsatz. Geräte auf Basis der Brillouin-Rückstreuung besitzen Ortsauflösungen im Bereich mehrerer Dezimeter, Integrationszeiten im Bereich von Minuten und Messlängen im Bereich von einigen 10-km-[3]. Geräte der ODiSI-Reihe (Fa. Luna) auf Basis der Rayleigh-Rückstreuung mit Optical Frequency Domain Reflectometry (OFDR) sind derzeit auf Messlängen bis etwa 100- m begrenzt, erfassen jedoch Dehnungen mit einer Ortsauflösung im Millimeterbereich und erreichen unter bestimmten Randbedingungen Messraten von >-10-Hz-[3]. Die hohe Ortsauflösung ermöglicht eine zuverlässige Erkennung und Lokalisierung von Rissen sowie die Bestimmung der Rissbreite und der Rissbreitenänderung in Betonkonstruktionen-[5]. Die Ortsauflösung wird durch den sogenannten Gage Pitch oder Gage Length bestimmt, also der Länge eines Sensorabschnitts, für den das Messgerät als Messergebnis eine mittlere Dehnung liefert. Die Messrate ist von der Sensorlänge und den gewählten Messeinstellungen, insbesondere vom Gage Pitch (z.-B. 0,65/ 1,3/ 2,6/ 5,2-mm), abhängig. Je länger der Sensor und je höher die gewählte Ortauflösung, desto geringer ist die Messrate-[6]. Für die Auswertung der Dehnungsmessungen sind vor allem drei Arten technisch bedingter Störeinflüsse relevant-[7]: 1. Ausreißer (engl. Strain-Reading-Anomalies, SRA) sind fehlerhafte Messungen, die durch physikalisch unplausible Abweichungen gegenüber den benachbarten Messstellen gekennzeichnet sind. 2. Dropouts sind Messungen, bei denen das Messgerät den Messwert an der betreffenden Messstelle als fehlerhaft einstuft, verwirft und stattdessen „Not a Number“ (NaN) als Ergebnis liefert. 3. Messrauschen ist die zufällige Streuung eines Messwerts. Im Projekt FOSsure wird das Auftreten dieser drei Arten von Störeinflüssen charakterisiert. Erfahrungen aus der Anwendung in Laborversuchen und Feldmessungen zeigen, dass die Häufigkeit sowie die räumliche und zeitliche Dichte von Störeinflüssen, insbesondere Dropouts und SRAs, bedeutend mit folgenden Einflussgrößen zu- 7. Brückenkolloquium - September 2026 53 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken nehmen: (1)-große Sensorlänge, (2)-kleiner Gage Pitch, (3)-hoher räumlicher Dehnungsgradient im Gage, (4)-hohe Dehnrate. Insbesondere bei hohen Dehnungsgradienten oder dynamischen Belastungen während der Messung, wie sie durch Verkehrseinwirkungen verursacht werden, kann es zu einer massiven Häufung von Dropouts und SRAs kommen. Diese Effekte können die Datenqualität erheblich beeinträchtigen und im Extremfall die Durchführbarkeit der Messaufgabe gefährden. Die Bewertung der Messqualität von DFOS kann anhand von Qualitätsindikatoren erfolgen, die eine zuverlässige, auf den ersten Blick interpretierbare Einschätzung der Datenqualität ermöglichen. Solche Indikatoren können die Vollständigkeit, Plausibilität oder Genauigkeit der Daten erfassen. Klassische Qualitätsindikatoren für punktuelle Sensoren-[4] haben sich bei der Anwendung auf verteilte faseroptische Sensoren als nicht zielführend erwiesen. Die Reduzierung der großen Datenmengen verteilter faseroptischer Sensoren auf einen einzelnen Wert, z.-B. für die Vollständigkeit, verliert wesentliche räumliche Informationen und ermöglicht daher keine Aussage darüber, ob die für die Beantwortung der Messaufgabe relevanten Sensorabschnitte ausreichend Daten liefern. Daher müssen Qualitätsindikatoren für DFOS eine differenzierte, räumlich aufgelöste Erfassung und Darstellung der jeweiligen Qualitätsmerkmale entlang der Sensorlänge ermöglichen. Abb.-2: Exemplarische Darstellung der entwickelten Qualitätsindikatoren für DSS. In Abb. 2 wird eine im Projekt entwickelte kombinierte Darstellung der Qualitätsindikatoren Vollständigkeit, Plausibilität und Genauigkeit für eine Messung mit durchschnittlicher Qualität gezeigt. Die x-Achse stellt die Sensorlänge dar, die y-Achse den Messzeitraum. Die Qualitätsindikatoren sind wie folgt farblich kodiert: 1. Vollständigkeit: Fehlende Messwerte sind weiß, vorhandene Messwerte kodieren die Plausibilität und Genauigkeit. 2. Plausibilität: Unplausible Messwerte entsprechen SRA. Diese werden durch einen geeigneten Algorithmus erkannt und farblich rot markiert. 3. Genauigkeit: Für plausible Messwerte wird für jeden Zeitschritt (d.-h. jede einzelne Messung) mithilfe eines geeigneten Algorithmus das Rauschen ermittelt und die Standardabweichung mithilfe einer Farbskala im gewählten Wertebereich kodiert. 3. Erfassen von Einwirkungen mittels Faseroptik 3.1 Brückenmonitoring von Verkehrsbelastung mittels DAS-Messungen Verkehrslasten zählen zu den maßgeblichen Faktoren, die den strukturellen Verschleiß und die Akkumulation von Ermüdungsschäden bei Brückenbauwerken vorantreiben. Während Kamerasysteme oder Weigh-in-Motion-Anlagen effektiv zur Erfassung des Verkehrsflusses und zur Ableitung grundlegender Verkehrsmodelle eingesetzt werden, reichen diese Daten zur Bewertung der strukturellen Integrität des Bauwerks nicht aus. In diesem Zusammenhang bieten DAS-Systeme das Potenzial, sowohl den Verkehr als auch die daraus resultierenden strukturellen Reaktionen über die gesamte Brückenlänge kontinuierlich zu überwachen, und leisten somit eine wichtige Rolle zur digitalen Transformation der Infrastruktur. Obwohl DAS bereits erfolgreich an Straßen und Brücken zur automatisierten Fahrzeugdetektion und -klassifizierung mittels Hough Transformation [8] oder maschinellem Lernen [9] eingesetzt wird, wurde die Isolierung individueller Achslasten sowie die Berechnung der Achsabstände bislang noch nicht demonstriert. In dieser Studie werden DAS-Messungen an einer neu errichteten Rahmenbrücke in Brandenburg mit einer Spannweite von 16 m durchgeführt. Diese ist mit eingebetteten Standard- Singlemode Glasfasern ausgestattet, die in EpsilonSensoren [10] integriert sind. Das eingesetzte DAS-System basiert auf dem Wavelength-Scanning Coherent Optical Time Domain Reflectometry (WS-COTDR) Messprinzip-[11]. Für diese Messaufgabe wird die räumliche Auflösung auf etwa 2-m, das räumliche Abtastintervall auf 0,4-m und die Messrate auf 125-Hz festgelegt. Abb.-3a zeigt die Rohdaten während der Überfahrt eines 36-Tonnen schweren, dreiachsigen Mobilkrans mit einer Geschwindigkeit von ca. 30-km/ h. Die Messungen zeigen, dass das Fahrzeug an jeder Messposition zunächst eine positive Dehnungsänderung induziert, gefolgt von einer Entlastung mit zunehmendem Abstand zur jeweiligen Sensorposition. Um die Einflüsse der einzelnen Fahrzeugachsen voneinander abzugrenzen, werden auf die Rohdaten Bandpassfilter sowohl im Zeitbereich (1-10-Hz) als auch im Ortsbereich (0,2-1-m -1 ) angewendet. Die gefilterten Daten ermöglichen die eindeutige Identifizierung der drei Fahrzeugachsen, siehe Abb.-3b. Zur Abschätzung der Fahrzeuggeschwindigkeit wird eine Kreuzkorrelation der Zeitreihensignale benachbarter Positionen durchgeführt, aus der sich eine mittlere Geschwindigkeit von v-=-29,9-km/ h ergibt. 54 7. Brückenkolloquium - September 2026 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken Abb.-3: Analyse der DAS-Daten zur Identifikation der einzelnen Achsen sowie zur Bestimmung der Fahrzeuggeschwindigkeit und der Achsabstände. Abb.-3c zeigt den zeitlichen Verlauf der gefilterten Dehnrate an der Position x-=-8,0-m. Die einzelnen Fahrzeugachsen werden anhand der Nulldurchgänge (Wechsel von positiver zu negativer Dehnrate) detektiert, welche durch gestrichelte vertikale Linien markiert werden. Mithilfe der abgeschätzten mittleren Fahrzeuggeschwindigkeit werden die Zeitdifferenzen zwischen den Achsüberfahrten Δt gemäß Δx-=-v -·-Δt in physische Achsabstände umgerechnet. Daraus ergeben sich berechnete Abstände von Δx 12 -=-3,10-m (zwischen Achse-1 und 2) sowie Δx 13 -=-4,91-m (zwischen Achse-1 und 3). Die tatsächlichen Achsabstände des Mobilkrans betragen Δx 12 -=-3,00-m bzw. Δx 13 -=-4,65-m. Zur Verbesserung der Genauigkeit werden die Zeitreihen zunächst anhand der durch Kreuzkorrelation berechneten Verschiebungen zeitlich ausgerichtet und räumlich gemittelt (Abb.-3d). Dadurch ergeben sich Achsabstände von Δx 12 -=-3,08-m und Δx 13 -=-4,68-m. Der verbesserte Übereinstimmungsgrad, insbesondere des Wertes Δx 13 , belegt die Wirksamkeit dieser Verfahrensweise. Es wird erwartet, dass die Eigenfrequenz der Brücke durch die Fahrzeugüberfahrten angeregt wird. Zur Identifikation dieser Frequenz wird die ungefilterte Dehnrate bei x-=-1 -m (Abb.-4a) einer Fast Fourier Transformation (FFT) unterzogen. Das resultierende Frequenzspektrum ist in Abb. 4b dargestellt. Die starken Schwingungen, die bereits vor dem Eintreffen des Fahrzeugs an dieser Messposition auftreten, führen im FFT-Spektrum zu einem Peak bei etwa 11-Hz. Es ist anzunehmen, dass dieser Wert der Eigenfrequenz der Brücke entspricht. Abb.-4: Frequenzanalyse der Rohdaten der Dehnrate bei x-=-1-m mittels FFT zur Ermittlung der Eigenfrequenz der Brücke. Es wurde bereits nachgewiesen, dass Änderungen der dynamischen Eigenschaften auf strukturelle Schäden hinweisen können [12]. Das hier vorgestellte Beispiel veranschaulicht das Potenzial von DAS für die Bauwerksüberwachung, indem zusätzlich zur Detektion von Fahrzeugen verkehrsinduzierte Schwingungen als natürliche Anregungsquelle für die Modalanalyse und die Schadenserkennung genutzt werden. 3.2 Temperaturmodelle am Beispiel vom OpenBridgeLAB Verteilte faseroptische Sensoren messen Dehnungen entlang einer Glasfaser, die jedoch sowohl durch mechanische Einwirkungen als auch durch Temperaturänderungen hervorgerufen werden. Um die rein mechanischen Dehnungen zu isolieren, ist eine Temperaturkompensation erforderlich. Die Qualität der Temperaturkompensation einer Messung hängt maßgeblich von der Genauigkeit der Bestimmung der Bauwerkstemperatur ab. Dabei sind der Mittelwert der Temperatur über den gewählten Brückenquerschnitt und der Temperaturgradient über die Querschnittshöhe die wichtigsten Komponenten. Zur Kompensation sensorbedingter Effekte eignet sich hingegen vor allem die lokal am Sensor auftretende Temperatur. Die messtechnische Erfassung des gesamten Temperaturfeldes, um die beiden genannten Komponenten abzuleiten, ist sehr aufwändig und wird in der Praxis nur selten durchgeführt. Hierfür werden häufig einzelne oberflächennahe Sensoren verwendet, die jedoch die Temperatur im Bauwerksinneren nicht-erfassen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 55 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken Eine Alternative ist ein berührungsloser Ansatz zur Berechnung der Bauwerkstemperatur aus Wetterdaten wie die bereits etablierte Virtual-Sensing-Methode des AIT-[13]. Dafür werden frei verfügbare, archivierte Netzwetterdaten nationaler Wetterdienste wie DWD-[14], GeoSphere-[15] oder die europaweit verfügbaren ERA5-Daten- [16] genutzt. Die drei wesentlichen Eingangsgrößen sind die Lufttemperatur, die insbesondere für die Konvektion relevante Windgeschwindigkeit sowie die Sonneneinstrahlung. Niederschlag und Bewölkungsgrad können ebenfalls berücksichtigt werden, haben jedoch bisher zu keiner Verbesserung der Ergebnisse geführt. Eine verbesserte Einbindung dieser Parameter wird jedoch weiterhin-angestrebt. Die Temperaturmodellierung wird exemplarisch am OpenBridgeLab demonstriert. Dabei handelt es sich um eine Forschungsbrücke in der Nähe von Bautzen, die mit umfangreicher Sensorik ausgestattet ist, sodass unterschiedliche Schadens- und Belastungsszenarien aufgebracht werden und die strukturelle Reaktion des Bauwerks messtechnisch erfasst werden kann-[17]. Für den Standort Bautzen wurden die drei Wetterkomponenten beim DWD abgefragt und als Randbedingungen für eine thermodynamische FE-Analyse des Brückenquerschnitts verwendet. Auf diese Weise wird für jeden Knoten ein Temperaturverlauf berechnet, der für unterschiedliche Zwecke genutzt werden kann. Einerseits können punktuelle Temperaturverläufe in der Nähe vorhandener Sensoren extrahiert und zur Temperaturkompensation der Messdaten dieser Sensoren verwendet werden, andererseits werden aus dem berechneten Temperaturfeld eine mittlere Temperatur sowie ein linearer Temperaturgradient abgeleitet. Diese Größen können wiederum genutzt werden, um die temperaturbedingten Brückenbewegungen bzw. Dehnungen zu beschreiben. Da eine Vielzahl von Temperatursensoren im Tragwerksinneren des OpenBridgeLab-[17] montiert ist, bietet sich eine hervorragende Gelegenheit, den Ablauf der Temperaturberechnung zu validieren und gegebenenfalls zu verfeinern. Dafür werden sieben Temperatursensoren im gleichen Querschnitt über den Zeitraum von 1,5-Jahren ausgewertet. Bei der Bewertung der Genauigkeit der Temperaturberechnung ist aus messtechnischer Sicht zudem zu berücksichtigen, dass etwa die Hälfte der Sensoren eine Genauigkeit von ca.-1-K aufweist. Darüber hinaus weisen die Fühler eine Länge von 1-2-cm auf, was bei ausgeprägten Temperaturgradienten zu leichten Verzerrungen führt. Dennoch stellt die vor Ort gemessene Temperatur eine sehr hochwertige Vergleichsgrundlage dar. Für den Vergleich und die Evaluierung der Genauigkeit wurde der Root Mean Squared Error (RMSE) Wert herangezogen. Die Ergebnisse einer Initialberechnung sind in der Spalte „Initial“ von Tab.-1 dargestellt. Während der Vergleich mit den im oberen Bereich positionierten Sensoren eine sehr gute Übereinstimmung zeigt, sind bei den unteren Sensoren Abweichungen zu beobachten, insbesondere in den Sommermonaten. Eine mögliche Ursache ist ein Wärmestau unter der Brücke, der durch die geringe lichte Höhe sowie die gepflasterte Oberfläche unterhalb der Brücke begünstigt wird. Tab. 1: Validierung der Temperaturberechnung. Name Bauteil Position RMSE in K Initial Update Luft - Brückennah 1,16 1,16 T unten Steg unten-innen 2,48 0,98 T mitte Steg mitte-innen 2,12 0,73 T oben Platte oben-innen 1,11 1,29 T 1 Steg unten-außen 2,30 1,07 T 2 Steg unten-außen 2,37 1,04 T 3 Steg mitte-außen 2,44 1,09 T 4 Platte oben-außen 1,54 1,23 Durchschnitt 1,94 1,07 Dieser Effekt wird vereinfachend durch eine gezielte Erhöhung der Lufttemperatur unterhalb der Brücke berücksichtigt, die in Abhängigkeit von der mittleren Sonneneinstrahlung der vergangenen zwölf Stunden festgelegt wird. Der entsprechende Zusammenhang wird empirisch mittels wiederholter Berechnungen ermittelt und ist daher nicht unmittelbar auf andere Tragwerke übertragbar. Dennoch führt dieser Ansatz zu einer signifikanten Verbesserung der Bestimmung der Temperatur im unteren Brückenbereich, wie die Ergebnisse in der Spalte „Update“ in Tab. 1 verdeutlichen. Eine weitere Genauigkeitssteigerung kann durch eine Umgebungssimulation erreicht werden. Dank der außergewöhnlich hohen Sensordichte ist ein einzigartig genauer Vergleich der Methodik zur sensorlosen Temperaturbestimmung möglich. Die Methode weist eine sehr hohe Genauigkeit mit einem RMSE von 1,07-K auf und liegt damit nah an der Messgenauigkeit der verwendeten Sensoren. Gleichzeitig wird die Bedeutung lokaler Temperaturverhältnisse im Umfeld der Brücke deutlich. Künftig sollte daher zwischen Brücken im urbanen Bereich und Brücken über größere Gewässer unterschieden werden. Die Randbedingungen der FE-Analysen sollten entsprechend angepasst werden, um auch für diese Tragwerke eine möglichst hohe Genauigkeit zu erzielen. 4. Schadensdetektion mittels Faseroptik Spannungsrisskorrosion an vor 1993 verbauten Spannstählen stellt ein erhebliches Problem im deutschen Brückenbestand dar. Das Fehlen sichtbarer Anzeichen der Schädigung sowie das spröde Bruchverhalten des betroffenen Spannstahls bergen ein erhebliches Sicherheitsrisiko. Der Nachweis eines Vorankündigungsverhaltens im Sinne des „Riss vor Bruch“-Kriteriums setzt eine erkennbare Rissbildung an der Bauteiloberfläche voraus, die im Rahmen von Bauwerksinspektionen vom Prüfpersonal erkannt und rechtzeitig gemeldet werden kann. Falls eine solche Vorankündigung durch Rissbildung nicht rechnerisch nachgewiesen werden kann, ist in der Praxis häufig der Abriss der Brücke die übliche Konsequenz-[18]. Der Einsturz der Carola-Brücke in Dresden verdeutlicht jedoch die Grenzen rein visueller bzw. intervallbasierter Überwachungskonzepte [19]. Die durch subjektive Bewer- 56 7. Brückenkolloquium - September 2026 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken tungen, Kategorisierungen, Messungenauigkeiten sowie die geringe Wiederholbarkeit der dokumentierten Rissbreiten hervorgerufene epistemische Unschärfe erschwert eine zuverlässige Prognose der Schadensentwicklung. Aufgrund der hohen Relevanz wird im Rahmen des Forschungsprojekts FOSsure untersucht, inwieweit der Schadensfall „Spanndrahtbruch“ mittels faseroptischer Sensoren erkannt werden kann. An großformatigen Probekörpern wurden durch gezielte mechanische Schädigung Spanndrahtbrüche simuliert. Drei dieser Versuche werden im Folgenden kurz vorgestellt. Der erste Versuch wurde an einem Fertigteil-Brückenträger der BTE-Reihe durchgeführt, der mit Bündelspanngliedern aus Hennigsdorfer Spannstahl vorgespannt ist [20]. Der Träger wurde aufgrund des fehlenden Ankündigungsverhaltens zurückgebaut, obwohl er keine erkennbaren Schäden aufwies. Zur Erfassung der Dehnungen infolge eines Spanndrahtbruchs mittels DSS wurde ein DFOS-Sensor nachträglich in einer Nut auf der Balkenunterseite installiert, mit drei Messabschnitten längs des Trägers, davon einer in der Mitte der Balkenunterseite und zwei in Randnähe, siehe Abb-5a) und b). Durch Öffnungen an den Seitenflächen wurden Spannglieder freigelegt und-mit einem Dremel drahtweise durchtrennt. Wie in Abb. -5c) zu sehen ist, entstehen durch die Spanndrahtbrüche, den Spannkraftverlust und die daraus folgende Wiederverankerung lokale Dehnungsänderungen. In dem 20-cm vom Spannglied entfernten DFOS- Sensor (blau gekennzeichnetes Segment in Abb. 5) betragen diese jedoch weniger als 5-µm/ m je durchtrenntem Spanndraht. Durch den Verbund verankern sich die Spanndrähte über eine Länge von etwa 1-m wieder vollständig. Abb.-5: Zeichnung des BTE-Trägers und ausgewählte Versuchsergebnisse. Modifiziert aus [21]. Der zweite Versuch wurde an einem mit Litzen im nachträglichen Verbund vorgespannten Versuchsbalken durchgeführt [22]. Bei der Betonage wurden Aussparungen vorgesehen, um die Litzen der dort zugänglichen Spannglieder drahtweise trennen zu können. Zur Erfassung der infolge der Schädigung auftretenden Dehnungsumlagerung wurden drei DFOS-Sensoren in einer gitterförmigen Anordnung auf der Seitenfläche appliziert (siehe Abb.-6). Aus den eindimensionalen Messdaten der in drei Richtungen angeordneten DFOS-Sensoren konnte die zweidimensionale Verteilung der Hauptdehnungen rekonstruiert werden. Die nach einem Spanndrahtbruch infolge der Neuverankerung auftretenden Hauptdehnungen sind in Abb.-6c) dargestellt. Die Mitte der Aussparung liegt bei |x Aussparung |-=-0-m. Oberhalb der Aussparung treten nahezu horizontale Hauptzugdehnungen auf, die seitlich in Richtung der Bauteilunterkante geneigt sind. Orthogonal dazu treten Hauptdruckdehnungen in einem Winkel von etwa 50° auf, welche mit zunehmendem Abstand abflachen. Die Dehnungsamplitude nimmt über die Verankerungslänge von 0,8-m ab, wobei die vollständige Spannkraft der Litze wiederhergestellt ist. Abb.-6: Zeichnung des Versuchsbalkens und ausgewählte Messergebnisse. Modifiziert aus-[22]. Die ereignisbasierte Erfassung mittels DAS stellt einen weiteren Ansatz zur Detektion von Spanndrahtbrüchen dar. Während DSS-Messungen die Umlagerung der Dehnung infolge eines Spanndrahtbruchs und der Wiederverankerung des Spannstahls abbilden, zielt DAS auf die Detektion des Bruchereignisses selbst ab. Durch die schlagartige Freisetzung von Spannenergie entstehen transiente Dehnungsänderungen bzw. akustisch-elastische Wellen im Bauteil, die sich entlang des Tragwerks ausbreiten und bei ausreichender Kopplung eines DFOS- Sensors als impulsartige Signale erfasst werden können. Für die praktische Anwendung ist dabei nicht allein die Amplitude des Ereignisses entscheidend, sondern die Kombination mehrerer Merkmale wie Signaldauer, Fre- 7. Brückenkolloquium - September 2026 57 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken quenzinhalt, räumliche Ausbreitung, Kohärenz entlang des Sensors sowie das Verhältnis zum Umgebungsrauschen. So kann ein Spanndrahtbruch von anderen Einwirkungen wie Bauwerkserschütterungen oder Verkehr abgegrenzt werden. DAS bietet daher vielfältige Möglichkeiten für den Brückenbau [23]. Am OpenBridgeLab bei Bautzen [17] wurden simulierte Spanndrahtbrüche mit DAS erfasst. Ziel war die Bewertung der Eignung des Systems zur Detektion und Lokalisierung abrupt auftretender lokaler Schadensereignisse. Die Dehnratensignale zeigen eine impulsartige Antwort entlang des Sensors. Die stärkste Reaktion trat an der dem Bruch nächstgelegenen Sensorposition auf (Abb.-7, grüne Linie), wodurch der Ereignisursprung räumlich eingegrenzt werden konnte. Die Amplitude des Signals nahm mit zunehmendem Abstand ab, was auf die Dämpfung der freigesetzten Schwingungsenergie hinweist. Abb.-7: Dehnratenantwort auf einen einzelnen Drahtbruch innerhalb des Spannglieds, aufgezeichnet an verschiedenen Faserpositionen (aus-[23]). Die Detektion von Spanndrahtbrüchen mittels DFOS stellt lediglich einen Teil des Potenzials dieser Messtechnik bei der Schadensdetektion dar. Darüber hinaus ermöglicht die kontinuierliche und hochauflösende Erfassung von Dehnungen die Detektion weiterer für Betontragwerke relevanter Schädigungsmechanismen, wie etwa die frühzeitige Erkennung von Querkraftdefiziten sowie das Monitoring von Rissbildungen und deren Entwicklung, beispielsweise im Bereich von Koppelfugen. Die Untersuchung und Bewertung dieser Anwendungsfelder sind Gegenstand laufender Forschungsarbeiten und werden im Rahmen des Projektes weiter vertieft. 5. Zusammenfassung und Ausblick Im Projekt FOSsure wurden wesentliche Fortschritte bei der Quantifizierung der Messdatenqualität von DFOS erzielt. Durch die Entwicklung einer anschaulichen Darstellung der Qualitätsindikatoren wurde eine objektive Bewertung der Messdatenqualität ermöglicht. Die Ergebnisse zeigen zudem das Potenzial von DFOS zur Erfassung von Einwirkungen wie Belastungen durch Verkehr und Temperaturgradienten sowie von strukturellen Schäden und schaffen damit eine Grundlage für die Zustandsbewertung von Bauwerken. Zukünftige Arbeiten umfassen die Entwicklung von Kompensationsmaßnahmen für fehlerhafte Messwerte sowie die Integration von DFOS- Daten in die messwertgestützte Nachweisführung. Die entwickelten Methoden zur Datenverarbeitung und zur Quantifizierung der Unschärfe bilden die Grundlage für standardisierte Monitoringkonzepte, die sowohl für Neuals auch für Bestandsbauwerke anwendbar sind. Danksagung Dieser Beitrag ist ein Ergebnis des Forschungsprojektes FOSsure („Faseroptische Sensoren zur sicheren Zustandsbewertung von Massivbrücken“; 01FV2075A-E), gefördert durch das Bundesministerium für Verkehr (BMV) im Rahmen des Förderprogramms mFUND. Literatur [1] Spaethe, G. (1992): Die Sicherheit Tragender Baukonstruktionen. Berlin: Springer-Verlag. [2] Bao, X.; Chen, L. (2012): Recent Progress in Distributed Fiber Optic Sensors. In: Sensors, 12(7), S.-8601-8639. DOI: 10.3390/ s120708601. [3] Chamoin, L.; Farahbakhsh, S.; Poncelet, M. (2022): An educational review on distributed optic fiber sensing based on Rayleigh backscattering for damage tracking and structural health monitoring. In: Measurement Science and Technology, 33(12), DOI: 10.1088/ 1361-6501/ ac9152. [4] Basamad, K.; Mosig, O.; Koca, M.; Radhakrishnan, L.; Walker, M.; Marx, S. (2025): ANYTWIN-- Characterization and standardization of monitoring data. In: 13th International Conference on Structural Health Monitoring of Intelligent Infrastructure (SHMII16), DOI: 10.3217/ 978-3-99161-057-1-066. [5] Richter, B.; Herbers, M.; Marx, S. (2024): Crack monitoring on concrete structures with distributed fiber optic sensors—Toward automated data evaluation and assessment. In: Structural Concrete, 25(2), S.-1465-1480, DOI: 10.1002/ suco.202300100. [6] Luna Innovations Incorporated (2020): ODiSI 6 User’s Guide. Blacksburg: Luna Innovations Inc. [7] Richter, B.; Ulbrich, L.; Herbers, M.; Marx, S. (2024): Advances in Data Pre-Processing Methods for Distributed Fiber Optic Strain Sensing. In: Sensors, 24(23), DOI: 10.3390/ s24237454. [8] Catalano, E.; Coscetta, A.; Cerri, E.; Cennamo, N.; Zeni, L.; Minardo, A. (2021): Automatic traffic monitoring by f-OTDR data and Hough transform in a real-field environment. In: Appl. Opt., 60(13), S. 3579-3584, DOI: 10.1364/ AO.422385. [9] van den Ende, M.; Ferrari, A.; Sladen A.; Richard, C. (2022): Deep Deconvolution for Traffic Analysis With Distributed Acoustic Sensing Data. In: IEEE Transactions on Intelligent Transportation Systems 24(3), S. 2947-2962, DOI: 10.1109/ TITS.2022.3223084. [10] Nerve-Sensors (2026): EpsilonSensor Datenblatt. [Online] https: / / nerve-sensors.com/ de/ products/ epsilonsensor-de/ (Abgerufen am 12.06.2026). [11] Liehr, S.; Münzenberger, S.; Krebber, K. (2018): Wavelength-scanning coherent OTDR for dynamic high strain resolution sensing, In: Opt. Express, 26, S.-10573-10588, DOI: 10.1364/ OE.26.010573. 58 7. Brückenkolloquium - September 2026 FOSsure ‒ Zustandsbewertung von Massivbrücken [12] Magalh-es, F.; Cunha, A.; Caetano, E. (2012): Vibration based structural health monitoring of an arch bridge: From automated OMA to damage detection. In: Mechanical Systems and Signal Processing, 28, S. 212-228, DOI: 10.1016/ j.ymssp.2011.06.011. [13] Vorwagner, A.; Kwapisz, M.; Leopold, P.; Moser, T. (2026): Radar Satellite Observations of Bridge Deformations - A new Method for Monitoring without applied Sensors. In: Compendium 10. TRA Conference, S. 1-10, DOI: 10.1007/ 978-3-032-04774-8_114. [14] Deutscher Wetterdienst. [Online] www.dwd.de (Abgerufen am 01.10.2025). [15] GeoSphere Austria. INCA-v1 (1 h): Meteorologische Analysedaten für Österreich. GeoSphere Austria Data Hub. [Online] data.hub.geosphere.at (Abgerufen am 01.05.2025). [16] Hersbach, H.; Bell, B.; Berrisford, P.; Biavati, G.; Horányi, A.; Muñoz Sabater, J.; Nicolas, J.; Peubey, C.; Radu, R.; Rozum, I.; Schepers, D.; Simmons, A.; Soci, C.; Dee, D.; Thépaut, J-N. (2023): ERA5 hourly data on single levels from 1940 to present. Copernicus Climate Change Service (C3S) Climate Data Store (CDS), DOI: 10.24381/ cds.adbb2d47 (Abgerufen am 01.05.2025). [17] Herbers, M.; Bartels, J.-H.; Richter, B.; Collin, F.; Ulbrich, L.; Al-Zuriqat, T.; Chillón Geck, C.; Naraniecki, H.; Hahn, O.; Jesse, F.; Smarsly, K.; Marx, S. (2024): openLAB - Eine Forschungsbrücke zur Entwicklung eines digitalen Brückenzwillings. In: Beton- und Stahlbetonbau 119, H. 3, S. 169-180. DOI: 10.1002/ best.202300094. [18] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (2013). Handlungsanweisung zur Überprüfung und Beurteilung von älteren Brückenbauwerken, die mit vergütetem, spannungsrisskorrosionsgefährdetem Spannstahl erstellt wurden (Handlungsanweisung Spannungsrisskorrosion). [19] Scheerer, S.; Schacht, G.; Fiedler, M.; Ritter, R.; Marx, S.; Ebell, G.; Marzahn, G. (2025): Die wechselvolle Geschichte der Carolabrücke in Dresden. In: 34. Dresdner Brückenbausymposium. Planung, Bauausführung, Instandsetzung und Ertüchtigung von Brücken, S. 15-33, DOI: 10.25368/ 2025.054. [20] Richter, B.; Will, E.; Herbers, M.; Marx, S. (2025): Detection of prestressing wire breaks in post-tensioned concrete structures using distributed fiber optic strain sensing. In: Journal of Civil Structural Health Monitoring 15, S. 3819-3840, DOI: 10.1007/ s13349-025-01018-5. [21] Richter, B.; Herbers, M.; Will, E.; Marx, S. (2025): Monitoring prestressing wire breaks with distributed fiber optic sensing. In: EUROSTRUCT 2025. European Association on Quality Control of Bridges and Structures, 8(5), S. 34-41, DOI: 10.1002/ cepa.3369. [22] Kroschel, M.; Richter, B.; Speck, K.; Marx, S. (2026): Prestressing wire damage detection with surface distributed fiber optic strain sensing. In: 8th International Conference on Smart Monitoring, Assessment and Rehabilitation of Civil Structures. [23] Bochenska, M.; Olejnik, A.; Zdanowicz, K.; Guzik, A. (2025): Verteilte faseroptische akustische Messungen (DAS) im Brückenbau - Potenziale und Anwendungen. In: Beton- und Stahlbetonbau, 120(11), DOI: 10.1002/ best.70032. 7. Brückenkolloquium - September 2026 59 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren Dr.-Ing. Vazul Boros Austrian Institute of Technology, Wien, Österreich Dr.-Ing. Alois Vorwagner Austrian Institute of Technology, Wien, Österreich Prof. Dr. Werner Lienhart Technische Universität Graz, Graz, Österreich Maciej Kwapisz Austrian Institute of Technology, Wien, Österreich Dr.-Ing. Dominik Prammer ASFINAG Bau Management GmbH, Wien, Österreich Zusammenfassung Mit der Digitalisierung der Bauwerksprüfung eröffnen verteilte faseroptische Sensoren völlig neue Möglichkeiten für die Überwachung von Brücken. Anders als konventionelle Messsysteme erfassen sie Veränderungen nicht nur punktuell, sondern entlang ganzer Bauwerksabschnitte. Doch wie zuverlässig funktioniert diese Technologie unter den anspruchsvollen Bedingungen einer Großbaustelle? Bei der Aurachbrücke wurde erstmals in Österreich im Freivorbau ein Monitoringkonzept umgesetzt, bei dem Sensoren bereits während der Errichtung in den Beton eingebettet wurden. So konnten Bauzustände, Spannvorgänge, Temperaturwirkungen und die Entstehung von Rissen kontinuierlich verfolgt werden. Der Beitrag zeigt, welche Chancen die faseroptische Messtechnik für die zukünftige Bauwerksprüfung bietet, welche Herausforderungen bei Planung, Einbau und Langzeitbetrieb zu bewältigen sind und welche Erfahrungen aus mehreren Jahren Praxiseinsatz gewonnen wurden. Die Ergebnisse geben einen spannenden Ausblick auf die nächste Generation datenbasierter und zustandsorientierter Brückenüberwachung. 1. Einführung Verteilte faseroptische Sensoren (engl. Distributed fibre optic sensors, DFOS) spielen eine zunehmend große Rolle bei der Überwachung von wichtigen Infrastrukturbauwerken wie Spannbetonbrücken. Sie bieten einzigartige Einblicke in das Verhalten von Bauwerken, da im Gegensatz zu herkömmlichen Dehnungsmessstreifen oder Wegaufnehmern, die eine Überwachung an vordefinierten Positionen ermöglichen, Veränderungen entlang der gesamten Länge des Sensorkabels erfasst werden können. Dies stellt einen Paradigmenwechsel in der Zustandsüberwachung von Stahlbetonbauwerken dar, bei der die Erkennung von Rissen und die Messung der Rissbreite von grundlegender Bedeutung sind, die Positionen der Risse jedoch nicht im Voraus bekannt sind. Doch selbst mit dieser Technologie unterliegt die Überwachung von Rissen Einschränkungen, wenn sie erst nach der Installation der Sensorkabel und der Erstellung erster Referenzmessungen auftreten. In Österreich wurde gemeinsam mit der ASFiNAG ein Forschungsprojekt initiiert, das ein neues Konzept untersucht, bei dem DFOS bereits während der Bauphase in den Beton des Brückenüberbaus eingebettet werden [1]. Dies führt bei Regelbauweisen nicht nur zu geringeren Arbeitskosten als bei einer aufwendigen nachträglichen Installation auf der Betonoberfläche durch Kleben, sondern liefert zudem auch eine wertvolle Referenz für den Ausgangszustand der Brücke. Das Konzept wurde nun auch bei einem komplexeren Bauverfahren mit Freivorbau getestet. So können interessante Einblicke in die Veränderungen im Tragwerk während der Bauzustände gewonnen werden. Bevor das Bauwerk dem Verkehr übergeben wurde, konnten zudem Messungen unter definierter dynamischer Anregung durchgeführt werden. Später wurde bei realem Verkehr der Einfluss von Vibrationen untersucht und geprüft, inwiefern sich Einzelüberfahrten von schweren Fahrzeugen detektieren lassen. Auch nach Inbetriebnahme der Brücke werden regelmäßig Messungen vorgenommen, um zu untersuchen, wie mit DFOS die Bauwerksprüfung unterstützt werden kann. Schließlich wird diese Pilotanwendung nun in dem vom Deutschen Bundeministerium für Verkehr (BMV) geförderten Verbundprojekt FOSsure (Faseroptische Sensoren zur sicheren Zustandsbewertung von Massivbrücken) weiter untersucht indem auch zusätzliche externe Glasfaserkabel an derselben Konstruktion aufgeklebt wurden, sodass ein direkter Vergleich der beiden Ansätze möglich wird. 60 7. Brückenkolloquium - September 2026 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren 2. Verteilte faseroptische Sensoren Der Messauf bau von DFOS besteht aus einem Interrogator, der Lichtimpulse in eine Glasfaser sendet, und einem Photodetektor, der die zurückgestreute Strahlung erfasst [2]. Temperatur- oder Dehnungsänderungen entlang der Faser verändern das Signal und können anhand der Signallaufzeit räumlich lokalisiert werden. Grundsätzlich können drei verschiedene Streuprozesse unterschieden werden: • die Rayleigh-Streuung ermöglicht Messungen der Temperatur bzw. Dehnung mit hoher räumlicher und zeitlicher Auflösung auf einer begrenzten Messlänge (ca. 100-m); • mit Brillouin-Streuung können Dehnungen und Temperatur über große Entfernungen gemessen werden, was jedoch zu gröberer räumlicher Auflösung und typischerweise zu längeren Messzeiten von mehreren Minuten führt [3] und • die Raman-Streuung erlaubt die Messung von Temperaturen über beachtliche Distanzen von vielen Kilometern [4]. Entsprechend der höchst diversen Eigenschaften der verschiedenen Technologien sind auch die möglichen Einsatzgebiet von DFOS im Ingenieurwesen sehr vielfältig. Bei Erddämmen, die dem Hochwasserschutz dienen, kann es dazu eingesetzt werden Sickerstellen zu detektieren, indem die daraus resultierenden Temperaturdifferenzen gemessen werden [5]. Bei Bohrlochwärmetauschern und Erdwärmepumpen mit maximalen Bohrlochtiefen von 800-m werden ramanbasiert Temperaturen gemessen [6]. Es gibt auch Anwendungen von DFOS als Drucksensor in Pipelines, wobei hier auch die Unempfindlichkeit gegenüber elektromagnetischen Störungen eine bedeutende Rolle spielt [7]. Dennoch ist mit Sicherheit eine der vielversprechendsten Anwendungen die Überwachung von Dehnungen im Stahlbetonbauteilen. Es kann eingesetzt werden bei Bauteilversuchen [8], für Tunnelschalen [9] oder für die Überwachung von Bestandsbrücken [10, 11]. In der überwiegenden Mehrzahl der Anwendungen werden die Fasern erst nachträglich auf das zu untersuchende Bauteil oder Bauwerk appliziert. Bei Bestandbrücken die Defizite aufweisen die untersucht oder überwacht werden müssen ist dies häufig nicht anders möglich. Eine nachträgliche Installation hat zwar auch den Vorteil, dass die Sensoren nicht während des Bauprozesses beschädigt werden können, ist jedoch oft durch die kostspielige Zugangstechnik und der arbeitsintensiven Befestigung der Fasern mit hohem Aufwand verbunden. Einen deutlichen Vorteil bietet dem gegenüber bei Neubauten das Einbetonieren der Fasern bereits im Bauprozess. Dies erlaubt auch die Nachverfolgung der Bauzustände und stellt einen Referenzzustand für spätere Veränderungen zur Verfügung. 3. Pilotprojekt Aurachbrücke 3.1 Motivation Im Auftrag der ASFiNAG wurde ein Forschungsprojekt aufgelegt, das das Potenzial einer sensorgestützten Brückenprüfung mittels einbetonierten DFOS bereits ab dem Initialzustand („Stunde-0“) eines Bauwerks untersucht. Dazu wurden Sensoren in eine reale Brücke integriert und deren Einbau unter den anspruchsvollen Bedingungen eines Freivorbaus erprobt. Die Messdaten dienen als Referenz für spätere Zustandsbewertungen. Zudem wurden unterschiedliche Interrogatoren verglichen, um Messprinzipien, Kompatibilität und Übertragbarkeit der Ergebnisse zu bewerten. Ein weiterer Schwerpunkt liegt auf der Optimierung der Datenauswertung unter Berücksichtigung von Temperatur- und Verkehrseinflüssen und dem Vergleich der Messergebnisse mit Berechnungsmodellen Auch Anforderungen an Planung, Statik und künftige Ausschreibungen für sensorgestützte Brückenprüfungen werden auf Basis der Erfahrungen definiert. Im Sommer 2025 wurde die Messeinrichtung im Rahmen des vom BMV geförderten Projekts FOSsure mit aufgeklebten faseroptischen Sensoren erweitert, um einen direkten Vergleich der beiden Ansätze zu ermöglichen [12]. 3.2 Vorstellung der Aurachbrücke Als Pilotanwendung für den Einsatz einbetonierter faseroptischer Sensoren wurde der Ersatzneubau der Aurachbrücke an der A1 bei Regau ausgewählt (Abb.-1). Das Bauwerk ist aufgrund seiner Größe, verkehrstechnischen Bedeutung und des komplexen Bauverfahrens besonders geeignet. Die Spannbeton-Hohlkastenbrücke überspannt mit sechs Feldern eine Eisenbahnstrecke, Straßen und den Fluss Aurach. Die Spannweiten betragen 72 m in den mittleren sowie 66 m in den Endfeldern bei einer Fahrbahnbreite von 15,5 m. Der Überbau wird überwiegend im Freivorbau errichtet, die Endbereiche auf Traggerüsten hergestellt. Die Vorspannung erfolgt durch interne Spannglieder im nachträglichen Verbund. Der Überbau ist über Kalottenlager mit den Unterbauten verbunden, wobei die Festpunkte auf den drei mittleren, bis zu 40 m hohen Pfeilern angeordnet sind. Abb. 1: Ansicht der fertiggestellten Aurachbrücke 3.3 Messaufbau Faseroptische Sensoren wurden beim Bau der Brücke im Endfeld des Überbaus in Fahrtrichtung Salzburg beim Widerlager Wien installiert. Dadurch konnten in einem Brückenfeld zwei unterschiedliche Bauverfahren erfasst werden: die Herstellung auf Traggerüst sowie der Freivorbau. Insgesamt wurden zwei faseroptische Messlinien eingebaut, die jeweils aus einem Dehnungs- und einem 7. Brückenkolloquium - September 2026 61 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren Temperatursensor bestanden. Für die Dehnungsmessung kamen strukturierte Sensorkabel (Solifos V9) zum Einsatz, deren Oberfläche den Rippen der Betonstahlbewehrung ähnelt. Durch den verbesserten Verbund mit dem Beton können die Fasern die lokalen Betondehnungen zuverlässig erfassen. Die Temperatursensoren verfügen hingegen über eine frei bewegliche Messfasern in einem Gelbett, wodurch sie möglichst wenig von Dehnungen beeinflusst werden. Beide Sensortypen wurden jeweils nebeneinander entlang der Achse des Überbaus in Fahrbahn- und Bodenplatte verlegt. Im Sommer 2025 wurden zusätzlich Glasfaserkabel auf der Betonoberfläche an den vier Ecken des vorgespannten Hohlkastens installiert. Diese externen Sensoren wurden sowohl im Seitenfeld als auch im ersten regulären Brückenfeld verlegt. Die Position der internen und externen Fasern im Querschnitt zeigt Abb.-2. Abb.-2: Wesentliche Querschnittsabmessungen und Lage der faseroptischen Sensoren im Querschnitt [12] Aufgrund der unterschiedlichen Bauverfahren wurden die Sensoren in Längsrichtung in zwei Messabschnitte gegliedert. Messabschnitt 1 erstreckt sich zwischen Widerlager und Koppelstück im auf Lehrgerüst errichteten Bereich, Messabschnitt 2 zwischen Koppelstück und erstem Pfeiler im Freivorbau. Im Bereich des Koppelstücks überlappen sich beide Abschnitte. Alle Sensoren sind von beiden Enden zugänglich, was eine redundante Messung ermöglicht und die Ausfallsicherheit bei möglichen Kabelschäden erhöht. Die Anschlussboxen befinden sich in geschützten Schaltschränken am Widerlager, am Koppelstück und am Pfeiler. Die Sensoren wurden an der äußeren Bewehrung mittels Kabelbindern befestigt und vor der Betonage in der Schalung positioniert. Die Verlegung erfolgte durch das bauausführende Unternehmen nach entsprechender Schulung durch eine Messtechnikfirma. Eine detaillierte Dokumentation mittels Fotos und Planunterlagen gewährleistet die eindeutige Zuordnung der Messwerte zu den jeweiligen Bauwerksbereichen. Die Verlegung der internen und externen Sensorkabel an der Brücke ist in Abb.-3 ersichtlich. a) Interne Sensorkabel b) Externe Sensorkabel Abb.-3: Verlegung der internen Sensorkabel in der Schalung a) und der aufgeklebten Sensoren im Inneren des Hohlkastens b) 3.4 Laboruntersuchungen Zur Untersuchung des Temperaturverhaltens wurden identische faseroptische Dehnungssensoren wie jene des Pilotbauwerks in einen Betonprobekörper eingebettet. Die Versuche erfolgten sowohl 7 als auch 28 Tage nach der Betonage. Hierzu wurden die Probekörper in einer Klimakammer Temperaturen zwischen -30-°C und 62 7. Brückenkolloquium - September 2026 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren +60-°C ausgesetzt. Die Temperatur wurde schrittweise in Intervallen von 10-°C erhöht und jeweils für drei Stunden konstant gehalten, um eine möglichst homogene Temperaturverteilung innerhalb des Probekörpers sicherzustellen. Die mit DFOS erfassten Dehnungen an einer einbetonierten und einer freiliegenden Position des Sensors für die Messung nach 7 Tagen sind in Abb.-4 dargestellt. Abb.-4: Dehnung des freiliegenden und einbetonierten Sensors im 7 Tage alten Betonprobekörper bei Temperaturen zwischen -30 und +60 °C in der Klimakammer [1]. Der Wärmeausdehnungskoeffizient, der für Beton üblicherweise angesetzt wird, beträgt 10,0-µm/ m/ K. Dieser Wert konnte im Rahmen der Laborversuche durch unabhängige Messungen mit Wegaufnehmern und Laserdistanzsensoren auch bestätigt werden. Die Auswertung der Messdaten ergab jedoch mit einem scheinbaren Wärmeausdehnungskoeffizienten von rund 16,5-µm/ m/ K eine deutlich höhere Steigung. Die Abweichung ist darauf zurückzuführen, dass die faseroptische Messtechnik neben den tatsächlichen Materialdehnungen auch eine temperaturabhängige Veränderung des optischen Signals erfasst [13]. Die Messwerte enthalten somit sowohl den Einfluss der thermischen Ausdehnung des Betons als auch den temperaturbedingten Beitrag der Glasfaser selbst. Die Differenz zwischen dem konventionell und faseroptisch bestimmten Wärmeausdehnungskoeffizienten ergibt daher ein Temperaturkompensationsparameter von 6,5-µm/ m/ K. Mithilfe dieses Korrekturwertes lassen sich die gemessenen Dehnungen entsprechend anpassen, sodass die temperaturabhängigen optischen Effekte der Glasfaser kompensiert und die tatsächlichen Dehnungen des Betons präziser bestimmt werden können. 4. Messergebnisse 4.1 Messungen im Bauzustand An insgesamt fünf Tagen wurden Messungen in verschiedenen Bauzuständen durchgeführt. Dabei wurden alle installierten faseroptischen Sensoren nacheinander von beiden Seiten angeschlossen, sodass je Bauzustand 16 Messungen vorlagen. Die Messwerte wurden mit einer Abtastrate von 10-Hz und einer räumlichen Auflösung von 2,6-mm über etwa eine Minute aufgezeichnet. Die Messungen erfolgten zu folgenden Zeitpunkten: • Ausschalen des Koppelstücks (13.09.2023) • Absenkung des Traggerüsts (18.09.2023) • Vor dem Freisetzen der Pfeiler (26.09.2023) • Nach dem Freisetzen der Pfeiler (02.10.2023) • Nach dem Auf bringen der Fahrbahn (21.11.2023) Parallel dazu wurden zwischen dem 13. und 22. September schrittweise die Spannglieder vorgespannt. Da bei der verteilten faseroptischen Sensorik stets Dehnungs- oder Temperaturdifferenzen zwischen zwei Zeitpunkten ermittelt werden, ist die Wahl eines Referenzzeitpunkts erforderlich. Aufgrund der erhöhten Temperaturen infolge der Hydratationswärme des Betons wurde nicht die erste, sondern die zweite Messung vom 18. September als Referenz gewählt. Die zu diesem Zeitpunkt bereits ausgeglicheneren Temperaturverhältnisse erleichtern den Vergleich mit späteren Bauzuständen. Trotz diverser Schutzmaßnahmen beim Bau konnten Beschädigungen an den Sensoren nicht vollständig vermieden werden. Beim oberen Dehnungssensor in Messabschnitt 2 wurde eine Fehlstelle festgestellt. Mit dem hochauflösenden Interrogator auf der Grundlage der Optical Frequency Domain Reflectometry Technik (HD-OFDR) kann daher ein Teilbereich nur einseitig und ein weiterer Bereich gar nicht mehr gemessen werden. Auch mit dem robusteren OBR (Optical Backscatter Reflectometer) Interrogator sind Messungen lediglich bis zur Schadstelle möglich. In den meisten Fällen konnten die Sensoren jedoch von beiden Seiten aus gemessen werden. Die Ergebnisse sind sehr ähnlich, jedoch nicht vollständig deckungsgleich. Zusätzlich treten vereinzelt Strain Reading Anomalies (SRAs) auf. Zur Reduzierung dieser Effekte wurden die Temperaturmessungen beider Richtungen mittels eines gleitenden Mittelwerts über 200 Messpunkte (entspricht 1-m Messlänge) gemittelt. Anschließend erfolgte die Temperaturkompensation der Dehnungen durch Subtraktion des mit dem im Labor bestimmten Temperaturkompensationsparameter gewichteten Temperaturverlaufs. Hierbei wird ausschließlich der temperaturempfindliche optische Effekt der Glasfaser kompensiert; tatsächliche temperaturbedingte Verformungen des Bauwerks bleiben erhalten. In Abb.-5 sind die Ergebnisse der Messung während der Bauzustände dargestellt. Die Messergebnisse zeigen verschiedene Veränderungen des Tragwerks während des Bauablaufs. Besonders deutlich wird der Einfluss der Hydratationswärme im Bereich des Koppelstücks am 13. September. Ebenso ist die Einleitung der Vorspannkräfte im Bereich der Lisenen anhand einer annähernd linearen Dehnungszunahme erkennbar. Im Messabschnitt 1 treten vermutlich schwindbedingte Risse auf, die sich mit zunehmender Vorspannung wieder schließen. In Messabschnitt 2 öffnen sich hingegen Risse hinter dem Ankerkopf sowie in einer Betonierfuge. Durch Integration der gemessenen Dehnungen können die Rissbreiten auf etwa 0,2 bis 0,25-mm abgeschätzt werden, was den Erwartungen entspricht und auch keine Beeinträchtigung der Tragsicherheit oder Dauerhaftigkeit darstellt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 63 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren Abb.-5: Temperaturkompensierte Dehnung auf der Querschnittsunterseite bei unterschiedlichen Bauzuständen [1] Parallel zur OFDR-Technik wurden an denselben Kabeln auch verschiedene Brillouin-Messungen durchgeführt, um einen Vergleich der beiden Methoden zu ermöglichen. Bei dem Bauwerk wurde zu diesem Zweck der Brillouin-Optical-Frequency-Domain-Analysis-Modus (BOFDA), bei dem Schleifen zum Einsatz kommen, gegenüber dem einseitigen Brillouin-Optical-Frequency- Domain-Reflectometry-Modus (BOFDR) bevorzugt, da BOFDA eine deutlich höhere Genauigkeit aufweist. Aufgrund der bereits beschriebenen Unterbrechung bei einer der optischen Fasern konnte diese allerdings nicht in die Schleife integriert werden. Eine Besonderheit der Brücke ist, dass der Überbau vorerst in Seitenlage errichtet und nach Rückbau des Bestands in die endgültige Lage querverschoben wurde. Auch dieser Vorgang wurde messtechnisch verfolgt, es wurden jedoch keine nennenswerten Veränderungen beobachtet. 4.2 Messungen unter definierter Belastung Nach dem Auf bringen des Fahrbahnbelags und noch vor der Verkehrsfreigabe wurden am 22.11.2023 statische und dynamische Belastungsversuche an der Brücke durchgeführt. Die Belastung erfolgte mit dem etwa 13,5-t schweren Mobile Seismic Simulator (MoSeS) des AIT. Zunächst befuhr das Fahrzeug die Brücke mittig im Schritttempo, um Einflusslinien für die spätere Kalibrierung eines Finite-Elemente-Modells zu gewinnen. Anschließend wurde der Schwingerreger des MoSeS im Randfeld positioniert und das Bauwerk mit unterschiedlichen Frequenzen und Anregekräften belastet. Ziel der dynamischen Untersuchungen war es, die Eignung der faseroptischen Messtechnik für dynamische Anwendungen zu bewerten und mögliche Beeinträchtigungen durch Schwingungen zu untersuchen. Dabei kamen verschiedene Anregungsszenarien zum Einsatz: ein Frequenz-Sweep von 1 bis 15 bzw. 10-Hz, Anregungen in der ersten vertikalen Eigenfrequenz der Brücke sowie eine verkehrsähnliche Anregung mit variabler Frequenz. Die erste Eigenfrequenz konnte dabei mit 1,75-Hz identifiziert werden. Neben der faseroptischen Messung wurden hierbei die Verformungen in Feldmitte mit einem Laser-Doppler-Vibrometer und einer Robotiktotalstation (RTS) abgetastet, Schwinggeschwindigkeitssensoren an verschiedenen Punkten der Brücke angebracht, die Dehnungen mit einem hochpräzisen ESR-Dehnungssensor gemessen sowie die Bauwerksverformungen mit einer zeitlich und räumlich hochauflösenden Digitalkamera aufgezeichnet und mit der Motion Amplificationâ Technologie prozessiert. Obwohl das verwendete LUNA ODiSI-System bei starken Vibrationen grundsätzlich zu ungültigen Messwerten neigen kann, zeigte sich weder bei den langen Messstrecken noch bei einer ergänzenden 3-m langen Messlinie eine erhöhte Anzahl fehlerhafter Messungen. Insgesamt konnte die Eignung der faseroptischen Sensorik für die dynamische Bauwerksüberwachung erfolgreich nachgewiesen werden. Die kurze Messstrecke wurde mit 125-Hz erfasst, wodurch die vom MoSeS erzeugten Schwingungen deutlich nachgewiesen werden konnten. Die Ergebnisse wurden zusätzlich durch Messungen mit einem Distributed Acoustic Sensing (DAS)-System sowie einer dynamisch messenden Totalstation bestätigt. Im Wasserfalldiagramm in Abb.-6 sind klar die verschiedenen Belastungsmodi erkennbar. Zuerst zwei Sweeps mit linear zunehmender Frequenz, eine harmonische Anregung mit konstanter Frequenz und hohen Dehnraten und schließlich eine Art starkes Rauschen bei der simulierten Verkehrsbelastung. 64 7. Brückenkolloquium - September 2026 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren Abb.-6: Wasserfalldiagramm zur Darstellung der Dehnraten in Abhängigkeit von der Frequenz während der dynamischen Belastung [12] 4.3 Langzeitmessungen Da das langfristige Ziel des DFOS-Monitorings die Unterstützung der Bauwerksprüfung ist, hat die Kontinuität der Messreihen hohe Bedeutung. Seit Fertigstellung der Fahrbahn werden etwa vierteljährlich Messungen durchgeführt. Für die Erstmessung wird je Faser ein sogenannter „Key“ erzeugt, der als Referenzzustand beziehungsweise Fingerabdruck der faseroptischen Sensoren dient. Spätere Dehnungen werden aus den Änderungen gegenüber diesem Initialzustand berechnet. Im Projekt zeigte sich jedoch, dass der mit dem LUNA ODiSI Interrogator im September 2023 generierte Key bei späteren Messungen nicht immer erkannt wurde. Als Ursache werden die erheblichen Veränderungen im Tragwerk, insbesondere während des Bauablaufs, vermutet. Um die Auswertbarkeit der Daten sicherzustellen, wurden bei nachfolgenden Messungen zusätzliche Keys erstellt. Dadurch kann die Kontinuität bei Bedarf durch die Kombination mehrerer Referenzen wiederhergestellt werden. Die Keygenerierung ist dabei eine Besonderheit des LUNA ODiSI Systems. Bei anderen OFDR-Interrogatoren, beispielsweise dem LUNA OBR, können Referenzzustände flexibel im Postprocessing festgelegt werden. Ein weiterer wichtiger Aspekt des Langzeitmonitorings ist die Austauschbarkeit der Interrogatoren. Dabei stellt sich die Frage, ob ein mit einem Gerät erzeugter Key auch auf einem baugleichen System verwendet werden kann. Im Projekt gelang die Übertragung grundsätzlich, jedoch zeigte sich eine teilweise deutliche Verschlechterung der Messqualität, wie in Abb.-7 erkennbar. Dennoch kann die Kontinuität der Messungen gewährleistet werden, wenn Gerätewechsel durch zeitgleiche Vergleichsmessungen begleitet und die Auswertungen anschließend mit kombinierten Keys durchgeführt werden. Abb.-7: Gegenüberstellung der Messungen mit zwei baugleichen Interrogatoren unter Verwendung des gleichen Keys [1] Ein weiterer wichtiger Aspekt beim Bauwerk ist der Vergleich zwischen einbetonierten und aufgeklebten faseroptischen Sensoren. Da die neuen, externen Sensoren erst vor etwa einem Jahr appliziert worden sind, läuft aktuell primär das Sammeln der Daten für eine anschließende Gegenüberstellung. Dennoch können aus den bisher vorliegenden Messungen schon erste Erkenntnisse gewonnen werden. So wurde Ende Juni 2026 bei einer ca. zweiwöchigen Messkampagne die Dehnungen in der Bodenplatte des Hohlkastens aufgezeichnet. Die gemessenen Dehnungsverläufe ohne Temperaturkompensation sowie die zeitgleich aufgezeichneten Lufttemperaturen einer Wetterstation in der Umgebung sind in Abb.-8 dargestellt. Es ist erkennbar, dass die Dehnungen im Bauwerk mit etwas Zeitversatz den Umgebungstemperaturen 7. Brückenkolloquium - September 2026 65 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren folgen. Die einbetonierten Kabel auf der Querschnittsaußenseite zeigen jedoch deutlich größere Dehnungsdifferenzen als die im Hohlkasteninneren in den Ecken aufgeklebten externen Fasern. Abb.-8: Dehnungsverläufe in Feldmitte in der Bodenplatte der Aurachbrücke mit gleichzeitiger Darstellung der Lufttemperatur 5. Erkenntnisse für das Monitoring mit DFOS Für ein erfolgreiches Bauwerksmonitoring mit einbetonierten faseroptischen Sensoren muss die Sensorik bereits in der Planungsphase berücksichtigt werden. Dabei sind Kollisionen mit Bewehrung, Spannkabeln und Einbauteilen zu vermeiden, gleichzeitig muss eine optimale Positionierung zur Erkennung von Rissen sichergestellt werden. Auch die Lage der Anschlussboxen sowie die Integration der Sensorverlegung in die Bauablaufplanung sollten frühzeitig festgelegt und bereits im Vergabeverfahren kommuniziert werden. Während der Bauausführung ist ein besonders sorgfältiger Umgang mit den Sensoren erforderlich. Bei einfachen Bauverfahren liegen gute Erfahrungen vor, bei komplexen Verfahren wie Taktschieben oder Freivorbau kann die Beauftragung eines spezialisierten Monitoringanbieters sinnvoll sein, da hier eine erhöhte Gefahr der Beschädigung der Sensoren im Bauprozess vorliegt. Alternativ können faseroptische Sensoren nachträglich aufgebracht werden. Dies reduziert die Risiken bei dem Einbau, bringt jedoch Nachteile wie eine höhere Beschädigungsanfälligkeit während der Nutzung. Die Montage der Sensoren an der Idealposition für die Bauwerksüberwachung, also in der Regel die Querschnittsaußenseite erfordert häufig kostspielige Zugangstechnik wie Brückenuntersichtgerät oder Hubsteiger oder ist im Stützberiech durch die Fahrbahn gar nicht möglich. Auch die Erfassung von Bauzuständen ist nur eingeschränkt realisierbar. Insbesondere bei Bestandsbauten ist aber auch diese Lösung oft zielführend und kommt häufig zur Anwendung. Die im Forschungsprojekt durchgeführten Langzeitmessungen bestätigten die Eignung unterschiedlicher DFOS-Technologien zur kontinuierlichen Überwachung von Bauwerken. Die vom Verkehr verursachten Vibrationen haben zu keiner nennenswerten Beeinträchtigung der Messung geführt. Für die Erkennung lokaler Effekte wie Risse sind OFDR-Systeme aufgrund ihrer hohen räumlichen Auflösung besonders geeignet. Hinsichtlich Reichweite, Dynamik und Austauschbarkeit der Messgeräte bestehen jedoch deutliche Unterschiede zwischen OFDR-, HD-OFDR-, Brillouin- und DAS-Systemen. Am Beispiel der Aurachbrücke konnten mithilfe der faseroptischen Sensoren Veränderungen von Rissen während der Bauzustände erkannt werden, die mit konventionellen Sichtprüfungen kaum erfassbar gewesen wären. Darüber hinaus wurde ein wertvoller Referenzzustand geschaffen, der für zukünftige Bauwerksprüfungen genutzt werden kann. 6. Zusammenfassung und Ausblick Verteilte faseroptische Sensoren ermöglichen eine kontinuierliche Erfassung von Dehnungen und Temperaturen entlang ihrer gesamten Länge und bieten damit neue Möglichkeiten für die Zustandsüberwachung von Brückenbauwerken. Im Gegensatz zu konventionellen Sensoren können Risse und lokale Veränderungen auch an zuvor nicht definierten Positionen erkannt werden. Im Rahmen eines gemeinsamen Forschungsprojekts wurde DFOS bereits während der Errichtung einer Großbrücke in den Beton eingebettet. Ziel war es, einen Referenzzustand des Bauwerks ab der „Stunde 0“ zu schaffen und die Eignung der Technologie für eine zukünftige sensorgestützte Bauwerksprüfung zu untersuchen. Die installierten Sensoren ermöglichten die Beobachtung von Bauzuständen, Vorspannvorgängen und temperaturbedingten Einflüssen. Dabei konnten Rissentstehung und Rissveränderungen während des Bauablaufs nachgewiesen werden, die mit konventionellen Sichtprüfungen nur schwer erfassbar gewesen wären. Ergänzende Laborversuche lieferten die Grundlage für eine zuverlässige Temperaturkompensation der Messdaten. Darüber hinaus bestätigten statische und dynamische Belastungsversuche die Eignung der Sensorik zur Erfassung von Schwingungen und Verformungen unter realitätsnahen Bedingungen. Auch die Langzeitüberwachung nach der Verkehrsfreigabe zeigte, dass DFOS eine kontinuierliche Zustandsbeurteilung unterstützen kann. Trotz Herausforderungen hinsichtlich Datenreferenzierung und Geräteaustausch kann die Kontinuität der Messreihen sichergestellt werden. Die Ergebnisse belegen das große Potenzial einbetonierter faseroptischer Sensoren für die frühzeitige Schadensdetektion, die Dokumentation von Bauzuständen und die langfristige Überwachung von Spannbetonbrücken. Die Aurachbrücke dient damit als wichtige Referenz für die Weiterentwicklung digitaler und datenbasierter Bauwerksprüfungen. Am Bauwerk sind weitere Untersuchungen zum Vergleich von einbetonierten und aufgeklebten faseroptischen Sensoren geplant. Darüber hinaus wird das Erfassen von Verkehrszuständen oder Einzelüberfahrten von Fahrzeugen mittels DFOS tiefergehend erforscht. 66 7. Brückenkolloquium - September 2026 Die Aurachbrücke - Pilotprojekt zur Erforschung des Potenzials von faseroptischen Sensoren Danksagung Die Autoren danken der ASFiNAG für die Finanzierung des Forschungsprojekts zur Aurachbrücke in dessen Rahmen ein Teil der hier vorgestellten Ergebnisse erarbeitet wurden. Teile dieses Beitrags sind Ergebnisse des Forschungsprojektes FOSsure („Faseroptische Sensoren zur sicheren Zustandsbewertung von Massivbrücken“; 01FV2075E), gefördert durch das Bundesministerium für Verkehr (BMV) im Rahmen des Förderprogramms mFUND. Literatur [1] Boros, V.; Vorwagner, A.; Lienhart, W.; Kwapisz M.; Prammer, D. (2025): Überwachung einer Großbrücke mit einbetonierten faseroptischen Sensoren. In: Beton- und Stahlbetonbau, 120(8), S. 568-578, DOI: 10.1002/ best.202500023. [2] Sakiyama, F.; Lehmann, F.; Garrecht, H. (2019): Structural Health Monitoring of Concrete Structures using Fibre Optic Based Sensors: A Review. In: Magazine of Concrete Research 73, S. 1-45, DOI: 10.1680/ jmacr.19.00185. [3] Monsberger, C.M.; Lienhart, W. (2021): Distributed Fiber Optic Shape Sensing of Concrete Structures. In: Sensors 21, 6098. DOI: 10.3390/ s21186098. [4] Li, J.; Zhang, M. (2022): Physics and applications of Raman distributed optical fiber sensing. In: Light Sci Appl 11, 128, DOI: 10.1038/ s41377-022- 00811-x. [5] H. Su, S. Tian, Y. Kang, W. Xie und J. Chen (2017): Monitoring water seepage velocity in dikes using distributed optical fiber temperature sensors. In: Automation in Construction 2017(76), S. 71-84, DOI: 10.1016/ j.autcon.2017.01.013. [6] Mazzotti Pallard, W.; Lazzarotto, A.; Acuña, J.; Palm, B. (2023): Calibration and Uncertainty Quantification for Single-Ended Raman-Based Distributed Temperature Sensing: Case Study in a 800 m Deep Coaxial Borehole Heat Exchanger. In: Sensors, 23(12), 5498. DOI: 10.3390/ s23125498. [7] Wang, Y.; Chen, B.; Wu, G.; Xue, C.; Gao, L. (2025): Fiber-Optic Pressure Sensors: Recent Advances in Sensing Mechanisms, Fabrication Technologies, and Multidisciplinary Applications. In: Sensors 25, 6336, DOI: 10.3390/ s25206336. [8] Richter, B.; Will, E.; Herbers, M.; Marx, S. (2025): Detection of prestressing wire breaks in post-tensioned concrete structures using distributed fiber optic strain sensing. In: Journal of Civil Structural Health Monitoring 15, S. 3819-3840, DOI: 10.1007/ s13349-025-01018-5. [9] Vorwagner, A.; Kwapisz, M.; Lienhart, W.; Winkler; M., Monsberger; C., Prammer, D. (2021): Verteilte Rissbreitenmessung im Betonbau mittels faseroptischer Sensorik - Neue Anwendung von verteilten faseroptischen Messsystemen. In: Beton- und Stahlbetonbau 116(10), S. 727-740, DOI: 10.1002/ best.202100060. [10] Strasser, L.; Lienhart, W.; Winkler, M. (2023): Static and Dynamic Bridge Monitoring with Distributed Fiber Optic Sensing. In: Structural health monitoring. DOI: 10.12783/ shm2023/ 36932. [11] Novák, B.; Stein, F.; Reinhard, J.; Dudonu, A. (2021): Einsatz kontinuierlicher faseroptischer Sensoren zum Monitoring von Bestandsbrücken. In: Beton- und Stahlbetonbau 116(10), S. 718-726, DOI: 10.1002/ best.202100070. [12] Boros, V.; Vorwagner, A.; Kwapisz, M.; Lienhart, W.; Prammer, D. (2026): Structural Health Monitoring of a Concrete Viaduct by Distributed Fibre Optic Sensors. In: Structural Engineering International, S. 1-9, DOI: 10.1080/ 10168664.2026.2617121. [13] Bednarski, Ł.; Sieńko, R.; Howiacki, T.; Badura, K. (2024): Thermal compensation of monolithic distributed fibre optic sensors: From the lab to the field. In: Measurement 238, 115280, DOI: 10.1016/ j. measurement.2024.115280. Ersatzneubau und modulare Bauprozesse Begeisterung für Engineering Schnelles Bauen. Zukunft gestalten. Eine effiziente Zukunft im Brückenbau erfordert die Entwicklung neuer Bauweisen. Adaptiv und modular - für mehr Tempo auf der Baustelle. Brücke Vigaun bei Vigaun, Österreich Elisabethbrücke in Halle (Saale) Brücke über die Salzach bei Kaprun, Österreich VTR®-Bauweise VTT®-Bauweise VFT-WIB®-Bauweise ssf-ing.de 7. Brückenkolloquium - September 2026 69 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Ersatzneubau der Elisabethbrücke in Halle (Saale) Dipl.-Ing. (FH) Andreas Danders SSF Ingenieure AG - Beratende Ingenieure im Bauwesen, Halle (Saale) Zusammenfassung Die modulare Konstruktion von Brückenbauwerken stellt in vielen Ländern mittlerweile den anerkannten Stand der Technik dar und wird dort stetig eingesetzt und weiterentwickelt. Insbesondere im europäischen Ausland, in den USA und im asiatischen Raum wird bereits eine Vielzahl der neuen Brücken in Segmentbauweise aus Stahlbeton- oder Spannbetonfertigteilen errichtet. Auch modulare Bauweisen in Stahlverbund kommen zum Einsatz. Die Vorteile von Modulbauweisen im Brückenbau liegen neben der qualitativ hochwertigen Fertigung der Einzelteile im Werk insbesondere in der deutlich verkürzten Bauzeit. Vor allem mit Blick auf das hoch ausgelastete Straßennetz werden auch in Deutschland (insbesondere für Ersatzneubauten) Entwürfe benötigt, die in kurzer Bauzeit bei minimaler Beeinträchtigung der Umwelt und des Verkehrs realisiert werden können. Im vorliegenden Beitrag wird die Modulbauweise mit dem Ersatzneubau der Elisabethbrücke in Halle (Saale) vorgestellt. Es wird zunächst ein Überblick gegeben über die Entwicklungen in der Modulbauweise. 1. Entwicklung der Modulbauweisen im Brückenbau Der Schlüssel für eine effiziente und fortschrittliche Entwicklung im Brückenbau ist die modulare Bauweise. Diese ermöglicht die Aufteilung eines Ganzen in skalierbare Teilmodule, eine präzise industrielle Fließfertigung der Module mit bautechnischem in situ-Toleranzausgleich sowie ein Zusammenbau vor Ort nach geeigneten und dauerhaften Fügeprinzipien in Verbindung mit durchgehend digitalisierten Planung-, Produktions- und Montageprozessen. Durchdachte Module als serielle Vorfertigung stellen den Ausgangspunkt für den Entwurf dar. Diese setzen neue Akzente bei der Fertigung und bieten erhebliche Vorzüge gegenüber herkömmlichen Bauweisen. Sie sind ein Einstieg in die industrielle Fertigung und werden stetig weiterentwickelt. 1.1 VMP ® -Bauweise/ Vorgespannte Modul-Plattenbauweise Abb. 1: Visualisierung Bauphasen VMP ® -Bauweise 70 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Tab. 1: Wählbare Regelmodule Modul Stützweiten max. Gewicht 200/ 40 cm > 8 m 17 t 100/ 60 cm > 12 m 20 t 100/ 80 cm > 16 m 35 t 100/ 100 > 20 m 55 t Diese Bauweise eignet sich für eine kurzfristige Realisierung von Einfeldbrücken bis zu einer Stützweite von ca. 20 m. Zentrisch vorgespannte Stahlbetonträger werden in einer präzisen Stahlschalung oder im Kontaktverfahren hergestellt, auf der Baustelle montiert und mit externen Spanngliedern in Querrichtung der Brücke zu einer Platte zusammengespannt. Sie benötigen keine Ortbetonergänzung und sind nach dem Auf bringen der Quervorspannung, einer Spritzabdichtung und des Belages direkt befahrbar. Die Module aus hochfestem Beton haben Breiten bis 3 - m und werden im Spannbett vorgespannt. Die Spannlitzen sind im sofortigen Verbund und weisen eine Betondeckung von mindestens 10 cm auf. Die Vorspannung unterbindet Zugspannungen in den Segmenten auch unter Verkehrslasten. In Brückenquerrichtung sind die Module durch Betonquerkraftdübel über die gesamte Länge miteinander gekoppelt. Die Dübel stellen die Ebenflächigkeit der Fahrbahnsegmente untereinander sicher. Sie wirken als Gelenk und werden durch die zentrische Quervorspannung für alle Lastfälle überdrückt. Jedes FT-Längsträger-Modul wird mit vormontierten und langlebigen feuerverzinkten Stahllamellen-Lager ausgestattet, die in Auflagerbankaussparungen einbinden und später mit hochfestem Mörtel vergossen werden. Vorteile VMP ® -Bauweise • hoher Vorfertigungsgrad • kurze Überbau-Bauzeiten • minimale Beeinträchtigung des unterführten Verkehrs • robuste, einfache Bauweise • einfache und sichere Herstellung der planmäßigen Gradiente • in situ-Herstellung nahezu witterungsunabhängig • zentrisch vorgespannte Spannbeton-Längsträger aus hochfestem Beton mit sehr dichtem Betongefüge • Einfeldträger-Bauwerke bis 20 m 1.2 VSM ® -Bauweise/ Verbund-Segment-Bauweise Abb. 2: Visualisierung Bauphasen VSM ® -Bauweise 7. Brückenkolloquium - September 2026 71 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Diese Bauweise eignet sich für Ersatzüberbauten über besonders frequentierte Verkehrswege von Ein- und Zweifeldbauwerken bis zu 80 m Gesamtstützweite. Auf der Baustelle wird nicht geschalt und bewehrt. Es werden Fahrbahnplatten-Segmente aus Hochleistungsbeton auf Stahllängsträger verlegt, zusammengespannt und mit den Längsträgern monolithisch verbunden. Die Fahrbahnplatte ist so dicht, dass sie bei Bedarf auch ohne Dichtung und Belag befahren werden kann. Je nach Breite des Überbauquerschnittes werden ein oder zwei einzellige werkgefertigte Stahlhohlkästen, die als dicht geschweißte Kleinhohlkästen oder als innen begehbare Hohlkästen gestaltet sind, als Längsträger vorgesehen. Darauf werden Fahrbahn-Vollsegmente in voller Brückenbreite aufgereiht verlegt und über Kontaktfugen zusammengespannt. Der Verbund erfolgt über Verguss der Horizontalfugen mit selbstverdichtendem Beton zwischen dem Obergurt der Längsträger, den darauf angeordneten Verbunddübelleisten und der Bügelbewehrung der Fahrbahnsegmente. Die Montage der Längsträger erfolgt mittels Kraneinhub oder nach Vormontage auf einem Montageplatz hinter einem Widerlager über Längseinschub. Vor dem Verlegen der Fahrbahnplatten-Segmente werden die Auflagerpunkte für die Segmente auf den Stahlhohlkästen präzise einjustiert, so dass sich nach dem Verlegen der Fahrbahnsegmente die planmäßige Gradiente ergibt. Die Fahrbahnsegmente werden präzise mit gefügedichtem Hochleistungsbeton im Spannbett mit sofortigem Verbund gefertigt. Die Spannlitzen liegen dabei in zwei Ebenen in einem Mindestabstand untereinander von 40 - mm. Nach genauer Festlegung aller Auflagerpunkte werden vom niedrigeren Widerlager ausgehend die Segmente aufgelegt und über verbundlose Spannglieder miteinander zusammengespannt. Das Verlegen der Segmente erfolgt am einfachsten über Kranmontage, können aber auch eingeschoben werden. Nach Montage aller Segmente wird die Längsvorspannung aufgebracht. Die Fahrbahnplatte wird über alle Segmente von beiden Widerlagern aus mit Spanngliedern ohne Verbund vorgespannt. Erst nach dem Auf bringen dieser Vorspannung erfolgt der Verbund zwischen den Fahrbahnplatten-Segmenten und den Längsträgern durch den Verguss der Verbundfuge. Mit dieser späten Verbundwirkung wird die Fahrbahnplatte vorgedrückt, ohne dass die Vorspannung in die Hauptträger abfließt. Vorteile VSM ® -Bauweise • hoher Vorfertigungsgrad • serielle Fertigung der Fahrbahnplatten-Segmente ermöglicht robotische Verlegung der Bewehrung • kurze Überbau-Bauzeiten • minimale Beeinträchtigung des unterführten Verkehrs • in situ-Herstellung nahezu witterungsunabhängig • niedrige Transport- und Montagegewichte der Längsträger • einfache und sichere Herstellung der planmäßigen Gradiente • Längsspannglieder unter Verkehr austauschbar • Fahrbahnplatte aus hochfestem Beton mit sehr dichtem Betongefüge • rissefrei durch Vorspannung im Spannbett 1.3 VTR ® -Bauweise/ Verbund-Träger-Rost-Bauweise Abb. 3: Visualisierung Bauphasen VTR ® -Bauweise 72 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Der Überbauquerschnitt wird in der Regel als zweistegiger Plattenbalken ausgeführt. Die Stahllängsträger werden im Werk in Form luftdicht verschweißter oder begehbarer Kästen seriell gefertigt. Die Länge der Schüsse der Längsträger wird so ausgelegt, dass die Schweißarbeiten auf der Baustelle minimiert werden. Die Fahrbahnplatte ist modular aufgebaut und besteht aus vorgefertigten Stahlbetonquerträgern und darauf aufliegenden Plattensegmenten aus hochfestem Stahlbeton. Die 60 cm breiten Querträger haben eine Mindeststärke von 20 cm und erstrecken sich über die Gesamtbreite des Überbaus. Sie werden in einem Raster von 2,4 - m auf die Längsträger verlegt und dienen als Auflager für die 20-cm starken Fahrbahnplattensegmente. Alle Stahlbetonmodule werden mit Litzen teilvorgespannt. Die Stahllängsträger werden in der Regel am wirtschaftlichsten mit einem Kran montiert, sie können auch eingeschoben oder im Freivorbau zusammengefügt werden. Nach der Montage der Längsträger über die gesamte Brückenlänge werden zur Einhaltung der Gradiente zunächst die Auflagerpunkte für die Querträger einjustiert, die Querträger verlegt und anschließend durch Ortbeton mit den Längsträgern zu einem Trägerost verbunden. Nach Abbinden können die Plattensegmente aufgelegt werden. In den Stützenbereichen der Brücke werden die Segmente als Halbfertigteile mit einer Stärke von 10-cm ausgeführt, damit eine Stützbewehrung in der ergänzten Ortbetonschicht eingelegt werden kann. Vorteile VTR ® -Bauweise • sehr kurze und effiziente Bauzeiten • Eingriffe in den unterführten Verkehr werden erheblich reduziert • großer Freiheitsgrad bei den an den unterführten Verkehr anzupassenden Stützenstellungen • weitgehende Unabhängigkeit von Witterungseinflüssen • dichtes und dauerhaftes Betongefüge durch Einsatz von Hochleistungsbeton • VTR ® -Brücken sind adaptiv und können einfach verbreitert und verstärkt werden • VTR ® -Überbauten können analog konventionellen Verbundbrücken einschl. bereits montierten Querträger eingeschoben werden • die Bauweise kann auch bei engen Radien und Klothoiden eingesetzt werden • idealerweise auch Vorfertigung der Kappen 1.4 VTT®-Bauweise/ Verbund-Träger-Trog-Bauweise Abb. 4: Visualisierung Bauphasen VTT ® -Bauweise 7. Brückenkolloquium - September 2026 73 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Trogbrücken zeichnen sich durch eine sehr geringe maßgebende Bauhöhe aus, die durch die Dicke der Fahrbahnplatte und des Belags bestimmt wird. Die VTT-Bauweise mit kurzen Bauzeiten und hohem Vorfertigungsgrad bei geringer maßgebender Bauhöhe eignet sich ideal für Querungen von Gewässer und stark frequentierten Verkehrswegen, die in ihrer lichten Höhe und damit der Bauhöhe beschränkt sind. Zudem eignet sich die Bauweise zur Höhenminimierung von erforderlichen Anrampungen, die gerade im Stadtbereich aufgrund ihrer Zerschneidungswirkung oftmals als störend empfunden werden. Die Hauptträger werden in der Regel in Stahl vorgesehen und können in Form von Kästen, offenen Profilen oder Rohrfachwerken ausgeführt werden. Die Tragstruktur in Querrichtung der Brücke bilden Fahrbahnvollsegmente aus hochfestem und gefügedichtem Stahlbeton, die aneinandergereiht verlegt und über Kontaktfugen zusammengespannt werden. Der Verbund zwischen Stahltrog-Längsträger und Fahrbahnplatten erfolgt über Betonvergußfugen. Der Trogüberbau einer Einfeldbrücke mit einer Stützweite bis etwa 60 m kann innerhalb von 10 Werktagen soweit fertiggestellt werden, dass anschließend nur noch die Spritzabdichtung und der Belag aufgebracht werden müssen. Vorteile VTT®-Bauweise • hoher Vorfertigungsgrad • robuste, einfache Bauweise • kurze Überbau-Bauzeiten • minimale Beeinträchtigung des unterführten Verkehrs • geeignet für beschränkte Bauhöhen • einfache und sichere Herstellung der planmäßigen Gradiente • Fahrbahnplatte aus hochfestem Beton mit sehr dichtem Betongefüge • Einfeldbauwerke bis 60 m 2. Bau der Elisabethbrücke in Halle (Saale) -die Modulbauweise im Praxistest Im Für den Ersatzneubau der Elisabethbrücke standen finanzierungsbedingt nur rund 15 Monate Bauzeit zur Verfügung. Um in diesem kurzen Zeitfenster und unter laufendem Straßenbahnverkehr einen Neubau umsetzen zu können, kam eine besondere Bauart zum Einsatz: die SSF Verbund-Träger-Rost-Bauweise (VTR ® ). Die Modulbauweise zeichnet sich durch einen sehr hohen Vorfertigungsgrad aus - eine derart kurze Bauzeit wäre anders nicht möglich gewesen. Mit der Verwendung von hochwertigen Fertigteil-Modulen in Serienfertigung verspricht diese Bauweise einen raschen Baufortschritt bei gleichzeitiger Termin- und Kostensicherheit. Die Elisabethbrücke ist die erste Brücke dieser Bauart in Deutschland und ein innovatives Beispiel für den künftig erforderlich werdenden Brückenbau. 2.1 Projektanforderungen und Projektziele Als Teil des Stadtbahnprogramms wurde die Straßenbahnanlage, die Halle und Halle-Neustadt miteinander verbindet, zu einer zukunftsfähigen Stadtbahnlinie modernisiert und barrierefrei umgebaut. In diesen Maßnahmenbereich fällt auch die Elisabethbrücke. Sie ist die zentrale Verbindung für den Straßenbahn-, Fußgänger- und Radverkehr zwischen der Alt- und Neustadt. Das Bauwerk wurde während des Saalehochwassers im Jahr 2013 so stark beschädigt, dass die Brücke durch einen Neubau ersetzt werden musste. Da der Neubau durch die Fluthilfemittel des Bundes finanziert werden sollte, die bis zum Ende des Jahres 2024 abgerechnet werden mussten, stand bereits zu Projektbeginn fest, dass nur rund 15 Monate Bauzeit zur Verfügung stehen. Die entscheidenden Planungsfaktoren waren daher der stringente Bauablauf, die Bauzeit und die Kostensicherheit. Einen Neubau in einem derart kurzen Zeitfenster zu planen und umzusetzen, stellte alle Projektbeteiligten vor eine besondere Herausforderung. Neben dem finanzierungsbedingten Realisierungszeitraum galt es weiterhin, die Lichtraumprofile über dem Schifffahrtsprofil der Elisabethsaale auch während der Bauphase einzuhalten und sämtliche innerstädtischen Sparten in einen integrierten und begehbaren Medienraum zu überführen. Zugleich waren die Straßenbahnanlagen sowie die Geh- und Radwege modern und barrierefrei umzugestalten, um eine höhere Qualität und kürzere Taktung des ÖPNV zu erreichen. Während der Bauzeit musste weiterhin der Straßenbahnverkehr der wichtigsten Ost-West-Verbindung zwischen Halle und Halle-Neustadt mit täglich ca. 40.000 Fahrgästen vollumfänglich aufrechterhalten bleiben. Lediglich für den Anschluss des Gleisnetzes an die neu errichtete Brücke war eine Sperrung der Tramlinie zulässig. Abb. 5: Fertiggestellte Elisabethbrücke ©Florian Schreiber Fotografie 2.2 Baugrund Im Zuge der Baugrunderkundung wurden mit Hilfe von direkten Baugrundaufschlüssen (Kernbohrungen, Rammkernsondierungen) und indirekten Aufschlüssen (schwere Rammsondierungen - DPH) oberflächennah gering tragfähige Baugrundschichten (Auffüllung und 74 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Auesedimente) und ab einer Tiefe von ca. 70-73-m NHN der gut tragfähige fluviatile Sand/ Kies erkundet. Dieser Kies liegt einem zersetzten Festgesteinshorizont (Tonsteinzersatz des Buntsandsteins) bei ca. 66-68-m NHN auf. Grundwasserendstände sind bei einer Ordinate von 73-74-m NHN angeschnitten worden. Diese erkundeten Wasserstände korrespondieren in etwa mit dem Pegel der „Saale“ (zum Zeitpunkt der Feldarbeiten wurde der Wasserstand mit 74,6 m NHN eingemessen) und stehen weitestgehend ungespannt an. Geologische Untergrundschwächen (z. B. Subrosionserscheinungen mit Erdfallgefährdung, Erdbebengefährdung) sind vom Standort nicht bekannt. Die nördlich am Standort verlaufende „Halle- Störung“ besitzt aufgrund der hinreichend genau nachgewiesenen Distanz zum Brückenersatzneubau gemäß vorliegenden Unterlagen des LAGB Sachsen-Anhalt keine statisch/ konstruktiv zu berücksichtigende Relevanz für die Baumaßnahme. Aufgrund der zuvor beschriebenen Baugrundsituation wurde für eine setzungsarme Gründung des Brückenneubaus die Ausführung von Tiefgründungen (Bohr-/ Ramm-/ Verdrängungspfahle) empfohlen. Bei entsprechender Dimensionierung und sorgfältiger Herstellung sind keine bauwerksschädigenden Einflüsse auf das zu errichtende Brückenbauwerk zu erwarten. 2.3 Projektstandort Direkt in der Linienführung der geplanten Brücke befinden sich Fundamentreste von zwei Vorgängerbauwerken. Dies waren eine Gewölbebogenbrücke aus dem Jahr 1929 und zum anderen deren Nachfolger, eine 4-feldrige Stahlbetonbrücke aus dem Jahr 1938. Nach vorliegenden Archivunterlagen kann davon ausgegangen werden, dass die Gründungsbauteile aus unbewehrtem Beton bzw. Naturstein hergestellt worden sind. Es ist anzunehmen, dass für die neuere der beiden Brücken eine Bodenverbesserung in Form von Stampf beton- oder Stahlbetonrammpfählen vorgenommen wurde. Für den aktuellen Entwurf wird daher an allen Achsen mit Hindernissen im Untergrund zu rechnen sein. Der gesamte Bereich zwischen Gimritzer Damm, Sandanger und Salineinsel unterlag weiterhin ab der Zeit der Industrialisierung zahlreichen und erheblichen baulichen Veränderungen. So wurden beispielsweise weitere Nebenarme der Saale zugeschüttet, die mehrströmige Elisabethsaale selbst kanalisiert und die Uferbereiche weiter erhöht. Diese stark industriell geprägte Vergangenheit ist die Ursache von anthropogenen umgelagerten Lockergesteinen vermengt mit Bauschutt und sonstigen Abfallmaterialien in den oberen Bodenbereichen. Es ist im Brückenbereich sehr wahrscheinlich, dass neben den Restfundamenten auch alte Leitungen oder Schutzrohre vorgefunden werden. Weiterhin befindet sich das Baufeld zum Ersatzneubau der Elisabethbrücke im Randbereich einer Kampfmittelgefährdung bezüglich eines Bombenabwurfgebietes aus dem Zweiten Weltkrieg. Es werden daher im Rahmen der Spezialtief bau- und Tief bauarbeiten vorlaufende und begleitende Kampfmitteluntersuchungen durchgeführt. Auch ist für das Grundwasser im Bereich der Seite Ost mit Kontaminationen aufgrund einer alten Gasfabrik (Kohlevergasung) zu rechnen. Hierzu werden entsprechende Auf bereitungsanlagen und Reinigung von gefördertem Grundwasser vorgehalten. Abb. 6: Übersichtsplan Konflikt Altfundamente/ Gründung neu 2.4 Ver- und Entsorgungsanlagen im Baubereich Folgende Versorgungsunternehmen sind mit Maßnahmen im unmittelbaren Bauumfeld vertreten: • HWS mit Abwasserkanälen • HWS mit Wasserversorgung • EVH - Energieversorgung Niederspannungsnetz • EVH - Energieversorgung Mittelspannungsnetz • EVH - Infokabel • EVH - Gasversorgung • Stadt Halle - Stadtbeleuchtung • Stadt Halle - LSA • Stadt Halle - Regenwasserkanalsystem • Stadt Halle - Fachbereich 24, Zentrales Gebäudemanagement (ZGM) • Ströer Deutsche Städte Medien GmbH • Muth Citynetz Halle GmbH • Pyur (ehemals Primacom und HL komm) • Deutsche Telekom • HAVAG - Bahnstromanlagen Für eine ordnungsgemäße und umsetzbare Planung der Umverlegung einer Vielzahl von Leitungen bedarf es einer detaillierten Leitungskoordination. Für eine bauliche Umsetzung der Leitungsverlegung war es erforderlich, den Widerlagern des Bauwerkes neben der Funktion des Bauwerksabschlusses auch die Funktion einer „Hausanschlussverteilung“ zu geben. Nur so ist es möglich die Wartung und Unterhaltung der Anlagen dauerhaft zu gewährleisten. 7. Brückenkolloquium - September 2026 75 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Abb. 7: Widerlager, Anordnung Medien 3. Bauwerksgestaltung und Ausführungsentwurf 3.1 Resümee der Vorplanung Im Rahmen der Vorplanung wurden unterschiedliche Bauwerksvarianten erarbeitet und gegenübergestellt. Im Ergebnis des Variantenentscheids wurde die Modulbauweise für den Ausführungsentwurf gewählt. Die Wahl der Feldöffnungen und die damit verbundene raumgebende Gewässeröffnung mit Stützweiten von 41/ 60/ 45-m verbessern den Retentionsraum im Hochwasserereignis deutlich und erfüllen die Anforderungen an eine Wasserstraße. Mit der Verwendung von hochwertigen Fertigteilmodulen in Serienfertigung verspricht diese Variante einen raschen Baufortschritt bei gleichzeitiger Terminsicherheit. Die Organisation und Führung von Ver- und Entsorgungsanlagen innerhalb des geplanten Medienwartungsganges gewährleisten eine Versorgungsicherheit auch bei sich über den Lebenszyklus des Bauwerks ergebenden Veränderungen in Dimension und Anzahl. 3.2 Gründung Wegen der bis zu sechs Meter dicken Auelehmschicht, welche als setzungsempfindlich und zudem noch als durchmischt mit Altauffüllungen beschrieben wird, wird von einer Flachgründung abgesehen. Sowohl die Pfeiler als auch die Widerlager werden tief gegründet. Es werden Großbohrpfähle mit einem Durchmesser von 1,20-Metern verwendet. Für die Abtragung der Überbaulasten in den Achsen 20 und 30 werden jeweils 16 Pfähle mit einer Länge von 14 Metern erforderlich. Wegen der nahen Uferböschung werden hier die Baugruben wasserdicht umspundet. Bei den Abmessungen der Pfahlkopfplatte ist darauf zu achten, dass sowohl die Pfahlabstände ausreichend groß sind, um deren gegenseitige Beeinflussung zu minimieren, als auch darauf, dass die Abstände zur Spundwand einen mechanischen Aushub unter Wasser erlauben. Die Auftriebssicherheit der Sohle während der Bauphase wird durch eine Unterwasserbetonsohle mit 0,80 m Dicke gewährleistet. Zusätzlich wird die Umspundung bis in den Zersatzhorizont geführt. An den Widerlagern werden jeweils 10 Pfähle (4 x 13 m Länge hinten in Neigung 20: 1 und 6 x 19 m Länge vorn mit Neigung 10: 1) vorgesehen. Die Pfahlkopfplatte befindet sich 60-cm unter Geländeoberkante und ist 1,20 m dick. Vor und hinter den Widerlagern kann frei geböscht werden. Für die Sicherung der bauzeitlich noch unter Betrieb befindlichen Widerlager werden Verbauten erforderlich, welche zurückzuverankern sind. Am Widerlager Achse 10 entstehen zwischen Alt- und Neubau größere Überschneidungsbereiche, weswegen die Verbauwand hier innerhalb der Flügel beginnen muss. Der alte Flügel ist im Zuge des Baugrubenaushubes per Sägeschnitt zu trennen und abzubrechen. Am Widerlager Achse 10 beginnt der Verbau in verlängerter Achse des Flügels. Aufgrund der zu erwartenden inhomogenen Eigenschaften, insbesondere Abbruchgut und Bauschutt, werden Berliner Verbaue ausgeführt. Abb. 8: Tiefgründung Achse 10-20 3.3 Widerlager und Pfeiler Die Widerlager sind als begehbare Kastenwiderlager mit Parallelflügeln ausgebildet. Öffnungen für Zugangstüren befinden sich mittig in der Stirnwand. Über innenliegende Treppen können die Arbeitspodeste erreicht werden, welche sich etwa auf Höhe der Lagersockel befinden. Die Tür wird ausreichend groß gestaltet, um mit einer mobilen Hubarbeitsbühne Leitungsmaterial und Rohrtechnik zu heben. Wegen der Hubtechnik wird die Podestplatte hinter der Tür und auf der gesamten Länge ausgespart. In Brückenlängsrichtung wird die Kammer zweigeteilt. Im Bereich der vorderen Kammer befindet sich die Übergangskonstruktion. Diese ist von unten über die gesamte Breite zugänglich. Hinter einer Zwischenwand befindet sich der Medienraum zum Verschwenken der Leitungen. Die Zwischenwand dient der 76 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Reduzierung der Spannungen in der Decke und federt vertikale Verformungen in der Übergangskonstruktion ab. Der Trogquerschnitt des Überbaus zur Aufnahme der Gleisanlagen wird auch auf dem Widerlager in dieser Form fortgesetzt. Entsprechend wird die Deckenplatte mit Höhensprüngen versehen. Die Flügelwände werden als Spundwände mit Kopf balken zur Optimierung der Baugruben bei gleichzeitiger Mitverwendung als Längsverbau ausgeführt. Die Spundwände dienen im Bauzustand funktional als Baugrubenwände und sichern das in Betrieb befindliche Gleis auf dem Bestand an beiden Widerlagern, sowie die Baustellenzufahrtsrampe auf der Ostseite. Es ergeben sich Flügel mit Längen von etwa 6 Metern. Die Spundwände werden nach dem Abbruch der alten Brücke in den sichtbaren Bereichen gesäubert und erhalten eine Verblendung in Sichtbetonqualität. Zur Aufnahme der Lager und Pressen werden vor der Stirnwand 1,50 m dicke Lagerwände betoniert. Die Widerlager werden aus Stahlbeton der Festigkeitsklasse C 30/ 37 hergestellt. Als Bewehrung ist Betonstahl der Sorte B500B vorgesehen. In den Achsen 20 und 30 wird der Überbau auf 6,00 bis 6,40 m hohen Einzelpfeilern gelagert. Im Querschnitt werden die Pfeiler oval von 2,40 m auf 3,00 m ausgebildet. Dabei wird die längere Achse der Ellipse in Stromrichtung gedreht. Die paarweisen Einzelstützen werden nicht untereinander gekoppelt und besitzen in Querrichtung keine Verbindung. Die anschließende Pfahlkopfplatte ist 1,30 m bis 1,40 m dick. Die Pfeiler werden aus Stahlbeton der Festigkeitsklasse C35/ 45 hergestellt. Als Bewehrung ist Betonstahl B500B vorgesehen. Abb. 9: Isometrie Schnitt Medienkammer Abb. 10: Modellansicht Gründung-Pfeiler-Überbau 3.4 Überbau Im Querschnitt bildet der Überbau einen zweistegigen Plattenbalken ab. Der Auf bau und die Wahl der Baustoffe folgen dem Grundgedanken des modularen seriellen Auf baus und der Zweckmäßigkeit zum Überführen der Medien und Verkehrsströme. Die Stege des Plattenbalkens bestehen aus zwei dichtgeschweißten stählernen Hohlkästen der Güte S 460 M/ ML. In Abhängigkeit der Beanspruchung variieren die Blechdicken über die Trägerlänge, wobei die Außenabmessungen der Kästen mit 1,50-m-x-1,94 m immer konstant bleiben. Der stählerne Untergurt steht nach innen über und dient als Konsole für die Bodenelemente des Wartungsganges. Diese bestehen aus 20 cm dicken, sowie 3 m breiten Fertigteilplatten. Sie beteiligen sich nicht an der Längstragwirkung und werden an ihren Auflagern verschraubt. Der Wartungsgang stellt ein wesentliches Qualitätsmerkmal der innerstädtischen Flussquerung dar. Es kann bauzeitlich weitestgehend auf Arbeitsgerüste verzichtet werden, Verschmutzungen des Gewässers werden ausgeschlossen und vor allem sind die diversen Medien geschützt vor der Witterung und können unabhängig vom Verkehr, d. h. auch ohne dessen Beeinträchtigung eingebaut, ausgetauscht und gewartet werden. Auf die in Segmenten verlegten und in Endlage verschweißten Hohlkästen werden 60 cm breite Querträger im Rasterabstand von 2,40 Metern aufgelegt. In der Ansicht bilden sie bereits den späteren Trogbereich für das Gleisbett der Straßenbahn ab. Die Querträger werden in Fertigteilbauweise im Sinne der modularen Bauweise vorgesehen. Es wird die Verwendung von selbstverdichtendem Beton der Güte C 50/ 60 geplant. Die Träger sind 16,32 m lang und wiegen ca. 11 t. Nach dem Verlegen der Träger werden sie in ihrer Höhenlage durch Justierschrauben gegenüber dem Stahlhohlkasten eingestellt. Planmäßig ist dafür ein Spalt von 12 cm zwischen Stahlobergurt und Querträgerunterkante vorgesehen. Dadurch können unerwartete Verformungen der Stahlträger kompensiert und unerwünschte Ausgleichsmaßnahmen in der späteren Fahrbahn verringert werden. Ein erster Verbundquerschnitt entsteht durch die Betonage zwischen OK Stahlträger und UK Querträger. Im Trogbereich werden 20 cm dicke Fertigteilplatten auf die Querträger gelegt. Sie liegen 5 cm auf, wodurch sich eine Systembreite von 1,90 m ergibt. Diese Fahrbahn- oder Trogplatten wiegen ca. 6,7 t. In den Kragarmbereichen werden anschließend 10 cm dicke Fertigteilplatten aufgelegt. Sie sind 1,90 m breit, 3,10 m lang und wiegen ca. 1,5 t. Beide Fertigteile erhalten eine Schwindvorspannung. Es wird, wie bei den Querträgern, ein SVB C 50/ 60 verwendet. In einem letzten Betonierabschnitt werden die Bereiche zwischen den Trogplatten über den Querträgern sowie die Bereiche über den Längsträgern und auch die Kragarme selbst durch Ortbeton ergänzt. Die Kappen werden ebenfalls im Verständnis der zügigen Montage als Fertigteile derselben Güte ausgebildet. Sie sind 4,8-m lang und ca. 3-t schwer. Aufgelegt werden sie vor der Betonage der Kragarmbe- 7. Brückenkolloquium - September 2026 77 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad Abb. 11: Regelquerschnitt reiche und bis dahin durch einbetonierte U-Profile mit den Querträgern verbunden. Die vor Ort herzustellenden Betonbereiche des Überbaus werden in C 35/ 45 hergestellt. Als Betonstahl wird für alle Bereiche B500B und in den vorgespannten Fertigteilen als Spannstahl St 1660/ 1860 für die Schwindvorspannung verwendet. 4. Erläuterung der Gestaltung Die Wahl der Feldöffnungen und die damit verbundene raumgebende Gewässeröffnung mit Stützweiten von 41/ 60/ 45 m verbessern den Retentionsraum im Hochwasserereignis deutlich und erfüllen die Anforderungen an eine Wasserstraße. Die Einzelstützen werden im Grundriss oval ohne Querverbindungen ausgebildet. Die begehbaren Widerlager mit den Arbeitspodesten und Medienverteilungsebenen sind mit innenliegenden Treppen zu Wartungs- und Prüfzwecken ausgestattet. Mit den in konstanten Abmessungen ausgebildeten Stahlhohlkästen, den ovalen Einzelstützen sowie den Fahrleitungs- und Beleuchtungsmasten fügt sich die Elisabethbrücke harmonisch ins urbane Gesamtumfeld ein. 5. Positive Aspekte der Ingenieurleistung Das vorhandene Netz der Infrastruktur in Mitteleuropa ist so dicht, dass in Zukunft hauptsächlich Ersatzbauwerke benötigt werden. Diese Bauwerke haben in der Planung und Bauausführung andere Anforderungen als Neubauten auf der „grünen Wiese“. In der Bauausführung sollte nach Möglichkeit der über- und unterführte Verkehr einschließlich vorhandener Geh- und Radwege mit geringen Einschränkungen beibehalten werden. Die Ansprüche an das Ersatzbauwerk selbst erhöhen sich gegenüber dem Bestandsbauwerk. In der Regel sind dies höhere Einwirkungen aus dem Verkehr, bei Bedarf sind lichte Weiten und Höhen zu vergrößern und bei alldem sollen die vorhandene Gradiente und die Rampenlängen beibehalten sowie vorhandene intakte Bausubstanz der Unterbauten weiter genutzt werden. Die klimatischen Bedingungen verlangen einen geringen CO 2 -Fußabdruck - dies ist mit der VTR ® -Bauweise durch die hohe Vorfertigung und kurze Realisierungszeiten erreichbar. Der Neubau der Elisabethbrücke stellt einen Ersatzbau in kürzester Bauzeit für das durch Hochwasser beschädigte Bestandsbauwerk dar. Die neue Brücke ersetzt nicht nur die alte Überführung, sondern sorgt auch für eine nachhaltige und zukunftsfähige Verbesserung der Verkehrssituation. Dank der VTR ® -Bauweise, die in Deutschland erstmals zum Einsatz kam, konnte das Bauwerk in nur 15 Monaten realisiert werden. Die Elisabethbrücke ist ein hervorragendes Beispiel für die nachfolgenden Einsatz- 78 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulares Bauen mit hohem Vorfertigungsgrad bedingungen und ein herausragendes Beispiel der Vorteile der modularen Bauweise im Brückenbau. Vorteile der VTR ® Bauweise • Sehr kurze und effiziente Bauzeiten • Eingriffe in den unterführten Verkehr (Straße, Bahn, Gewässer) werden erheblich minimiert • Deutlich geringere Verkehrsbeeinträchtigungen, weniger Stau, reduzierte CO 2 -Emissionen • Hoher Vorfertigungsgrad (Stahlbau, Beton-Fertigteile) • Qualitäts- und Effizienzsteigerung durch gleichbleibende Herstellbedingungen im Werk • Wirtschaftlicher Transport der Module und schnelles, einfaches Zusammenfügen • Robuste, einfache Bauweise • Dichtes und dauerhaftes Betongefüge durch Einsatz von Hochleistungsbetons • Hohe Adaptivität der Module, abgestellt auf die spezifischen Anforderungen des Projekts • Großer Freiheitsgrad bei den an den unterführten Verkehr anzupassenden Stützenstellungen • VTR ® -Überbauten können analog konventionellen Verbundbrücken einschließlich bereits montierter Querträger eingeschoben werden • Einfache und sichere Herstellung der planmäßigen Gradiente durch Justierbarkeit der Querträger • Bauweise kann auch bei engen Radien und Klothoiden eingesetzt werden • Idealerweise auch Einsatz von Fertigteil-Kappenelementen • Einfache Rückbaubarkeit 6. Zusammenfassung und Ausblick Bestrebungen Brücken modular zu entwerfen und zu realisieren, gibt es schon sehr lange. Im Ausland hat sich eine Vielzahl von unterschiedlichen Modulbauweisen bereits durchgesetzt, sie werden dort stetig verwendet und weiterentwickelt. Die Hauptargumente hierfür sind die kürzeren Bauzeiten und die durch Vorfertigung gewährleistete hohe Qualität. Verkürzte Bauzeiten bedeuten geringere Kosten und (aufgrund der geringeren Verkehrsbehinderung) eine verbesserte Akzeptanz der Bevölkerung. Durch die serielle, qualitativ hochwertige Vorfertigung im Werk erreichen modulare Bauwerke i. d. R. eine extrem gute Dauerhaftigkeit, wodurch sich in Verbindung mit der leichten Um- und Rückbaubarkeit sehr nachhaltige Bauwerke realisieren lassen. Modulare Bauweisen im Stahlverbundbau bieten darüber hinaus den Vorteil, dass die Transportgewichte der Haupttragelemente aus Stahl deutlich unter denjenigen massiver Bauweisen liegen. Selbstverständlich muss der Verbindung zwischen den Einzelelementen, also dem Fügen von modularen Segmenten zu einer Einheit, eine besondere Beachtung zukommen. Diese Schnittstellen müssen sorgfältig konstruiert und nachgewiesen werden. Auf Basis der Erkenntnisse aus den bereits realisierten Bauwerken sowie infolge der Entwicklungen in Forschung und Wissenschaft gibt es hierfür jedoch neben den bereits erprobten Varianten auch viele innovative, wissenschaftlich abgesicherte Lösungsansätze. Vor den aktuellen Herausforderungen unserer Zeit mit einem fortwährend steigenden Verkehrsaufkommen und dem Anspruch, sowohl die Umweltbeeinflussung als auch die volkswirtschaftlichen Kosten möglichst zu minimieren, bieten modulare Bauweisen daher eine einfache und gute Lösung. Am Beispiel der Elisabethbrücke wurde ein herausragendes Projekt in Modulbauweise umgesetzt, die die Vorteile dieser Bauweise im Praxistest unter Beweis gestellt hat. 7. Brückenkolloquium - September 2026 79 Innovative Technik für den Verschub der gevouteten Cölvebrücke über laufendem Bahnverkehr Josef Teupe Teupe Gruppe, Stadtlohn Zusammenfassung Der Ersatzneubau der-Cölvebrücke-zwischen Duisburg und Moers setzt Maßstäbe im Ingenieurbau: Erstmals in Deutschland wurde-eine-gevoutete, 350 t schwere Stahlbrücke bei laufendem Bahnverkehr-horizontal über die Gleise-verschoben und anschließend um 5,40 m abgesenkt.- Die Umsetzung erforderte maßgeschneiderte Lösungen: neu entwickelte Wippenlager für einen reibungsarmen Verschub, der Einsatz selbstfahrender Schwerlastplattformen (SPMTs) unter beengten Bedingungen sowie innovative und präzise Führungssysteme zur kontrollierten Absenkung-der Brücke in die spätere Endlage. So konnte die 90 m lange Konstruktion-ohne Einschränkungen für den Zugverkehr sicher über sieben-Bahngleise bewegt werden-und-der größte horizontale Verschub von 20 m an nur einem Tag bewältigt werden. Das Projekt-zeigt,-wie interdisziplinäre Zusammenarbeit und technisches Know-how komplexe Bauaufgaben effizient und sicher ermöglichen. 1. Einleitung Die Teupe Gruppe hat einen Verschub einer gevouteten Stahlbrücke erstmalig in Deutschland ohne Unterbrechung des Bahnverkehrs durchgeführt. Die Unternehmensgruppe ist auf Ingenieurgerüstbau, Hebetechnik, Maschinenbau und Stahlbau spezialisiert. Im Projekt waren neben dem technischen Büro der Teupe Gruppe die Teupe Infra Gerüstbau GmbH als Vertragspartner sowie die Teupe GmbH für die Stahl- und Maschinenbauleistungen involviert. 2. Das Projekt 2.1 Verortung des Bauvorhabens Bereits 1911 wurde zwischen Duisburg und Moers eine Stahlfachwerkbrücke gebaut. Hier überquerte die Straße an der Cölve die Niederrheinstrecke der Deutschen Bahn, die auf 40 m Breite sieben Gleise aufweist. Im Jahr 2017 wurde die Cölvebrücke wegen Baumängeln zunächst für den Autoverkehr gesperrt, 2021 schließlich wegen irreparabler Schäden abgerissen. Im Jahr 2024 begann der Ersatzneubau an gleicher Stelle. Das neue Bauwerk wurde als gevoutete Stahlbrücke in Einfeldbauweise konstruiert, ist für Kfz- und Fußgängerverkehr ausgelegt und misst 45,5 m in der Länge und 13,45 m in der Breite. Zunächst wurde der 350 t schwere Brückenüberbau auf dem Vormontageplatz auf der Duisburger Seite zusammengebaut. Die vier Schüsse wurden auf acht Turmachsen mit je vier Bati-Schwerlasttürmen errichtet. Es wurden auch ein Vorbau- und ein Nachlaufschnabel angefügt. Diese bestanden aus jeweils acht HEB-1000-Profilen mit 22 m Länge, die mit Spannstäben und IPE-600-Profilen ausgesteift wurden, s. Abb. 1. Mit diesen kam der Überbau nun auf rund 90 m Länge und 450 t Gewicht. Im April 2025 begann der Verschub des Überbaus in zehn Phasen. Hierfür wurden fünf der acht Achsen auf dem Vormontageplatz zurückgebaut. Die letzte Achse wurde auf Self-Propelled Modular Transporters (SPMTs) umgebaut. Die vier SPMTs übernahmen den schrittweisen horizontalen Verschub des Überbaus über die Gleise. Die beiden verbleibenden Achsen wurden mit Verschublagern ausgestattet. Abb. 1: Gesamtansicht des Überbaus zu Beginn des horizontalen Verschubs inklusive Vorbau- und Nachlaufschnabel; die Bati-Türme sind bereits mit einer Rückverankerung gegen horizontale Lasten ausgesteift © Teupe Gruppe 2.2 Herausforderungen und Lösungen für den Verschub Der Verschub des Ersatzneubaus sollte so durchgeführt werden, dass der Bahnverkehr ohne Umleitungen und Unterbrechungen weitergeführt werden konnte. Hieraus ergaben sich einige Herausforderungen, die im folgenden Teil zusammen mit ihren Lösungen vorgestellt werden. 2.2.1 Verschub der gevouteten Stahlbrücke Die bogenförmige Unterseite des Überbaus bedingte, dass sich die Auflagewinkel des Überbaus an den Verschubachsen während der Verschubphasen veränderten. 80 7. Brückenkolloquium - September 2026 Innovative Technik für den Verschub der gevouteten Cölvebrücke über laufendem Bahnverkehr Ein flaches Verschublager half hier nicht weiter. Also wurden im technischen Büro der Teupe Gruppe Wippenlager entwickelt, die durch ihre schwimmende Lagerung einen flexiblen Auflagewinkel des gevouteten Überbaus ermöglichten, s. Abb. 2. Diese wurden in der firmeneigenen Stahlbau- und Maschinenbauwerkstatt gefertigt. Abb. 2: 3D-Zeichnung eines Wippenlagers inklusive Schlitten © Teupe Gruppe Jede Wippe misst 2,40-×-3,0 m und wiegt etwa 5-t. Sie bietet eine Auflagerfläche für Stahlträger bis zu 1,80-m Breite und besitzt Tragplatten, die trotz einer Materialstärke von 5-cm so flexibel sind, dass sie die Verformungen des Überbaus aufnehmen können, s. Abb.-3. Um die Reibung zwischen dem Überbau und den Wippen zu reduzieren, wurden Platten aus Polyamid auf die Tragplatten der Wippen montiert. Hierdurch konnte in Verbindung mit Schmiermittel ein Reibbeiwert in Kombination mit Stahl von µ-=-0,03---0,12 erreicht werden, der mit PTFE vergleichbar ist (0,03---0,05). Jedoch weist Polyamid gegenüber PTFE eine etwa siebenbis achtmal höhere Druckfestigkeit auf und ist die wirtschaftlichere Wahl. Zusätzlich wurden zwischen Überbau und Auflagerfläche Schlitten eingesetzt, die exakt an die Stegbleche des Überbaus angepasst waren. Diese verhinderten ein Einschneiden der nur etwa 2,0-cm breiten vertikalen Überbaubleche in die Wippenauflagerfläche und sorgten für eine bessere Lastverteilung. Die Schlitten wurden kontinuierlich am Ende der Wippe aus- und dann in Verschubrichtung wieder eingeklinkt. Durch eine knochenförmige Verschlankung konnte eine Verringerung des Gewichts bei gleichzeitiger maximaler Gewichtsverteilung erreicht werden. Die Montage der tonnenschweren Wippen stellte aufgrund der beengten Platzverhältnisse eine weitere Herausforderung dar. Da der Überbau bereits auf den Bati-Türmen lagerte, konnten keine konventionellen Hebezeuge eingesetzt werden. Stattdessen wurden die Wippen mit Kettenzügen an temporär unter dem Überbau montierten Fahrschienen befestigt, hochgezogen und präzise auf den Bati-Türmen platziert. Insgesamt wurden zwölf Wippenlager gefertigt, von denen jeweils acht belastet waren, während die restlichen vier auf der nächsten Achse in Verschubrichtung vormontiert waren. Mit diesem rollierenden System konnte der Verschub kontinuierlich stattfinden. Abb. 3: Eines der Wippenlager vor der Montage © Teupe Gruppe 2.2.2 Aufnahme horizontaler und vertikaler Lasten Während der Montage und des Verschubs des Überbaus musste dessen Last inklusive Vorbau- und Nachlaufschnabel aufgenommen werden. Hierfür standen keine Unterbauten zur Verfügung, weswegen Traggerüstkonstruktionen aus Bati-Schwerlasttürmen montiert wurden. Die Bati-Türme bestanden aus HEB-300-Stahlprofilen mit diagonalen Aussteifungen aus Quadratrohren, s.-Abb.-4. Für die Montage wurden acht Achsen mit jeweils vier Türmen benötigt, für den Verschub wurden diese auf drei Achsen zurückgebaut. Je Stahltrog betrugen die charakteristischen Horizontallasten in Verschubrichtung bis zu 200 kN. Um die Bati- Türme gegen horizontale Lasten zu sichern, wurden diese rückverankert. Die besonders hohen Bati-Türme an der Stelle der alten Widerlager wurden zusätzlich mit HEB- 200-Stahlträgern stabilisiert, s. Abb.-1. Abb. 4: Beispielhafte Verschubachse unter Last mit Wippenlagern auf den Bati-Türmen © Teupe Gruppe 7. Brückenkolloquium - September 2026 81 Innovative Technik für den Verschub der gevouteten Cölvebrücke über laufendem Bahnverkehr 2.2.3 Überquerung der Gleise Der sichere und zügige Verschub des Überbaus über die sieben Bahngleise ohne Beeinträchtigung des Bahnverkehrs wurde durch zwei Lösungen realisiert: den Verschub in überhöhter Lage und den Einsatz von SPMTs als Antrieb für den Verschub. Der Überbau überbrückt pfeilerlos eine Distanz von 40- m. Planmäßig ergab sich ein Durchhang des Überbaus samt Vorbauschnabel am Punkt der weitesten Auskragung von über 1,50-m. Er wurde deshalb unter Berücksichtigung des erforderlichen, vorgeschrieben und abgestimmten Sicherheitsabstands über den elektrifizierten Bahngleisen auf +-5,40-m Höhe verschoben. So konnte sichergestellt werden, dass der Überbau in keiner Verschubphase den Sicherheitsabstand unterschritten hat. Aus der überhöhten Lage musste der Überbau nach dem Verschub noch in seine Endlage abgesenkt werden. Zur horizontalen Lagesicherung wurden entsprechend dimensionierte HEB-Profile mit erforderlicher Länge als Führungsträger eingebaut. Überprüft wurde der Arbeitsfortschritt kontinuierlich durch einen Vermesser. Am 16.05.2025 wurde der Überbau dann in seiner vorläufigen Lage über den noch nicht fertiggestellten Unterbauten positioniert. Für einen zügigen horizontalen Verschub wurden geeignete SPMTs ausgewählt. Diese boten gleich mehrere Vorteile: Schnelligkeit, freier Verschubraum und vertikaler Höhenausgleich. Im Gegensatz zu Litzenhebern mussten keine Elemente über die Verschubstrecke gespannt werden, der Bereich über den Leitungen konnte also frei bleiben. Die SPMTs können um ±-0,30-m in der Höhe verstellt werden, wodurch die Bati-Türme in den Zwischenbauzuständen entlastet und der Durchhang des Überbaus von über 1,50-m ausgeglichen werden konnte. 3. Schluss Die Verschubarbeiten waren im Mai-2025 abgeschlossen. Die Brücke wurde nach nur 18 Monaten Planungs- und Bauzeit am 17.09.2025 für den Verkehr eröffnet, die Kosten des gesamten Bauprojekts blieben im Rahmen des geplanten Budgets und der Bahnverkehr konnte während der gesamten Bauphase weiter fließen. Die enge Zusammenarbeit mit Projektpartnern wie IHT Bochum und STRABAG Essen trug maßgeblich dazu bei, die anspruchsvollen technischen und organisatorischen Anforderungen des Projekts zu erfüllen. Die Kombination aus eigens entwickelten Wippenlagern, temporären Traggerüstsystemen und dem Einsatz von SPMTs stellt eine flexible und zukunftsfähige Lösung dar, die auch bei vergleichbaren Brückenbauprojekten Anwendung finden kann. Übrigens: Das Verschubprojekt ist auf dem Youtube-Kanal der Unternehmensgruppe auch als Video zu sehen: Zum Youtube-Video 4. Danksagung Der Autor bedankt sich bei der IHT Bochum und der STRA- BAG Essen für die gute Zusammenarbeit und ihr Vertrauen in die Leistungen der Teupe Gruppe. Weiterer Dank gilt allen Beteiligten und allen beteiligten Mitarbeitenden der Teupe Gruppe für die hervorragende Teamarbeit. Digitale Planung und Modellierung 7. Brückenkolloquium - September 2026 85 A1 Süderelbbrücke Eine Großbrückenplanung und Ausschreibung unter Anwendung der BIM-Methodik Peter-Felix von Berg, M. Sc. Schüßler-Plan Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg Dr.-Ing. David Osthoff Schüßler-Plan Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg Zusammenfassung Mit dem acht-streifigen Ausbau der BAB A1 südlich von Hamburg ist der Ersatzneubau der Süderelbbrücke verbunden. Aufgrund der Lage im Tidegewässer, der Anforderungen aus Hochwasser- und Umweltschutz sowie der Verkehrsaufrechterhaltung während der Bauzeit zählt das Projekt zu einer besonders komplexen Infrastrukturmaßnahme. Je Richtungsfahrbahn wird ein Überbau als Stahlverbundbauwerk mit rund 386-m Länge vorgesehen. Die 134-m weit gespannte Hauptöffnung über die Schifffahrtsrinne wird als Stabbogenkonstruktion ausgeführt. Für den Ersatzneubau unter Verkehr wurde ein mehrstufiges Baukonzept mit Neubau in Seitenlage, Verkehrsumlegungen, Rückbau der Bestandsbauwerke und anschließendem Querverschub entwickelt. Zur Beherrschung der technischen und organisatorischen Komplexität wurden Planung und Ausschreibung konsequent BIM-basiert durchgeführt. Parametrische Modelle bildeten die Grundlage für Planung, Koordination, modellbasierte Mengenermittlung, Ausschreibung und Bauablaufsimulation. 1. Einleitung Die Bundesautobahn A1 gehört zu den wichtigsten Nord- Süd-Verbindungen Deutschlands und besitzt insbesondere für die Metropolregion Hamburg eine hohe Bedeutung. Die bestehenden Bauwerke der Süderelbbrücke stammen aus den 1930er- und 1960er-Jahren und haben das Ende ihrer technischen Nutzungsdauer erreicht. Im Zuge des acht-streifigen Ausbaus wird die Brücke daher durch zwei neue Überbauten ersetzt. Die Planung der Ingenieurbauwerke erfolgte durch Schüßler-Plan Ingenieurgesellschaft mbH im Auftrag der DEGES Deutsche Einheit Fernstraßenplanungs- und -bau GmbH. Der Ersatzneubau erfolgt unter anspruchsvollen Randbedingungen. Neben den Anforderungen aus Schifffahrt, Hochwasserschutz und Naturschutz muss der Verkehr auf einer der meistbefahrenen Autobahnen Norddeutschlands während der gesamten Bauzeit aufrechterhalten werden. Vor diesem Hintergrund kommen der modellbasierten Planung und Ausschreibung eine besondere Bedeutung zu. 2. Hauptkapitel 2.1 Projektvorstellung und Randbedingungen Projektübersicht Der Ersatzneubau der Süderelbbrücke befindet sich im Zuge der Bundesautobahn A1 südlich der Hamburger Elbquerungen. Die zwei neuen Teilbauwerke werden getrennt nach Richtungsfahrbahnen Bremen und Lübeck hergestellt. Beide Überbauten besitzen eine Gesamtlänge von rund 386-m und bestehen aus fünf Feldern mit einer maximalen Spannweite von 134-m im Bereich der Schifffahrtsöffnung. Die wesentlichen Projektkenndaten des Ersatzneubaus sind in Tab.-1 zusammengefasst. Tab. 1: Projektkenndaten Süderelbbrücke Bauwerk BW 484 Süderelbbrücke Lage Bundesautobahn 1 Gesamtlänge ca. 386-m Anzahl Felder 5 Hauptöffnung 134 m Bauweise Stahlverbund-Stabbogen Verkehrsführung Bauzeit 6-+-0 Besonderheiten Taktschieben, Querverschub Projektziel Ersatzneubau und 8-streifiger Ausbau 86 7. Brückenkolloquium - September 2026 A1 Süderelbbrücke Randbedingungen Die Planung wird durch mehrere Randbedingungen geprägt. Hierzu zählen die Lage innerhalb des Tidebereichs der Süderelbe einschließlich Schiffsverkehr, die Anforderungen des Naturschutzes durch angrenzende Schutzgebiete sowie nicht tragfähige Weichschichten. Da die Bestandswiderlager derzeit einen Teil der Deichlinie ausbilden und sich das Baufeld im Hochwassergebiet befindet, sind die Anforderungen des Hochwasserschutzes stets zu erfüllen. Gleichzeitig musste während der gesamten Bauzeit eine leistungsfähige Verkehrsführung gewährleistet werden. Diese Rahmenbedingungen beeinflussen sowohl das Tragwerkskonzept als auch den Bauablauf maßgeblich. Die wesentlichen Randbedingungen im Bereich der Süderelbbrücke sind in Abb. 1 dargestellt. 2.2 Tragwerkskonzept Die neuen Überbauten der Süderelbbrücke werden als moderne Stahlverbundkonstruktionen ausgeführt. Ziel der gewählten Lösung war die Kombination einer wirtschaftlichen Bauweise mit hoher Dauerhaftigkeit, guter Wartungsfähigkeit und einem gestalterisch hochwertigen Erscheinungsbild. Die Regelquerschnitte bestehen aus außenliegenden Stahlhohlkästen, die als Hauptträger fungieren. Zwischen den Hauptträgern spannen Querträger, welche gemeinsam mit der Fahrbahnplatte das Verbundtragwerk bilden. Diese Bauweise ermöglicht ein günstiges Verhältnis zwischen Eigengewicht und Tragfähigkeit und eignet sich insbesondere für große Spannweiten. Das prägende Element der Brücke bildet die Stabbogenkonstruktion im Bereich der Hauptöffnung. Die Hohlkästen gehen dort in die Bogenstruktur über und bilden gemeinsam mit den Hängern ein leistungsfähiges Tragwerk zur Überbrückung der Schifffahrtsrinne. Der Querschnitt zeigt die Ausbildung der außenliegenden Hauptträger, der Verbundfahrbahnplatte sowie des Geh- und Radwegs, siehe Abb. 2. Abb. 1: Übersicht wesentliche Randbedingungen für Ersatzneubau der Süderelbbrücke 7. Brückenkolloquium - September 2026 87 A1 Süderelbbrücke Abb. 2: BIM-Modell des Querschnitts der Süderelbbrücke Neben den wirtschaftlichen Vorteilen erfüllt die Bogenkonstruktion auch hohe gestalterische Anforderungen. Die Brücke wird künftig das Erscheinungsbild der Süderelbe maßgeblich prägen. Die Unterbauten werden als massive Stahlbetonkonstruktionen ausgeführt. Die Wasserpfeiler werden flach gegründet wohingegen die Vorlandpfeiler sowie die Widerlager tiefgegründet werden. Für die Herstellung der Pfeiler sind teilweise aufwendige Baugruben innerhalb des Vorlandes und im Elbstrom erforderlich. Die Baugruben werden mit rückverankerter Unterwasserbetonsohle ausgeführt und für Wasserdrücke bis 17-m ausgelegt. Ein weiteres Merkmal der Planung ist die Integration eines eigenständigen Geh- und Radweges. Dieser verbessert die Querungsmöglichkeiten der Süderelbe für den nichtmotorisierten Verkehr und stärkt die Verknüpfung der angrenzenden Stadtteile. Die Gesamtvisualisierung verdeutlicht die Einbindung der neuen Stabbogenkonstruktion in den Bereich der Süderelbe, siehe Abb. 3. 88 7. Brückenkolloquium - September 2026 A1 Süderelbbrücke Abb. 3: Gesamtvisualisierung der neuen Süderelbbrücke 2.3 Bauablauf als Schlüsselfaktor der Planung Der Bauablauf stellt eine der wesentlichen Herausforderungen des Projektes dar und war maßgebend für die Wahl des Tragwerks- und Planungskonzeptes. Im Gegensatz zu einem Neubau auf freier Strecke erfolgt der Ersatzneubau der Süderelbbrücke unter laufendem Verkehr. Gleichzeitig müssen die in Abschnitt 2.1 aufgeführten Randbedingungen berücksichtigt werden. Bereits in der Vorplanung wurde deutlich, dass die Aufrechterhaltung der Leistungsfähigkeit der Bundesautobahn A1 während der gesamten Bauzeit den dominierenden Einfluss auf die Planung besitzen würde. Ziel war es, den Verkehr jederzeit mit ausreichender Leistungsfähigkeit aufrechtzuerhalten und gleichzeitig wirtschaftliche Bauverfahren zu ermöglichen. Daraus entstand ein mehrstufiges Baukonzept, bei dem ein Teilbauwerk zunächst außerhalb seiner endgültigen Lage errichtet und erst nach Abschluss wesentlicher Baumaßnahmen verschoben wird. Neubau der westlichen Richtungsfahrbahn in Seitenlage In einem ersten Schritt wird die zukünftige westliche Richtungsfahrbahn westlich der Bestandsbrücke in einer temporären Seitenlage hergestellt. Nach Herstellung der bauzeitlichen Gründungen, Unterbauten, Hilfsstützengründung neben der Fahrrinne sowie der seitlichen Stützbauwerke für den Straßendamm erfolgt die Montage des Überbaus im Taktschiebeverfahren. Der Taktkeller wird mit einer Länge von mehr als 155 m ausgebildet. eingeschoben. Dieses Verfahren reduziert die Eingriffe in den Gewässerraum erheblich und minimiert die Auswirkungen auf die Schifffahrt. Gleichzeitig können große Teile des Bauwerks unter kontrollierten Bedingungen außerhalb des unmittelbaren Strombereichs gefertigt werden. Die Errichtung des ersten Teilbauwerks schafft die Grundlage für sämtliche nachfolgenden Bauphasen und stellt den entscheidenden Schritt für den späteren Ersatzneubau unter Verkehr dar. Verkehrsumlegung und Rückbau Nach Fertigstellung des ersten Teilbauwerks wird der Verkehr auf die neue Brücke in der Verkehrsführung 6 + 0 umgelegt. Dadurch entsteht die notwendige Baufreiheit für den Rückbau der bestehenden Süderelbbrücke. Die Demontage erfolgt abschnittsweise unter Berücksichtigung der besonderen Anforderungen des Umwelt- und Gewässerschutzes. Große Stahlbauteile werden abschnittsweise demontiert, ausgeschwommen und an Land zerlegt. Durch dieses Vorgehen können Eingriffe in die Gewässerflächen und angrenzenden Schutzgebiete minimiert werden. Nach Abschluss des Rückbaus entsteht das notwendige Baufeld für die Herstellung der zweiten Richtungsfahrbahn. Neubau der zweiten Richtungsfahrbahn Im Anschluss wird die neue Richtungsfahrbahn Lübeck im Bereich der rückgebauten Bestandsbrücke errichtet. Die wesentlichen Arbeitsschritte entsprechen dabei denen der ersten Neubauphase. Während dieser Bauphase wird der Verkehr weiterhin über das bereits fertiggestellte Teilbauwerk geführt. Dies erfordert eine enge Abstimmung zwischen Verkehrsführung, Baustellenlogistik und Bauausführung. Querverschub und Endzustand Nach Fertigstellung der zweiten Richtungsfahrbahn wird die erste Brücke mittels spezieller Verschubtechnik quer zur Bauwerksachse in ihre endgültige Position bewegt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 89 A1 Süderelbbrücke Dieses Verfahren ermöglicht die Realisierung des Ersatzneubaus bei gleichzeitig weitgehender Aufrechterhaltung der Verkehrsführung. Mit Abschluss des Querverschubs, dem Rückbau aller bauzeitlichen Unterbauten/ Hilfskonstruktion und der letzten Verkehrsverlegungen wird der Endzustand erreicht. Die neue Süderelbbrücke steht dann mit jeweils vier Fahrstreifen pro Richtungsfahrbahn zur Verfügung. Das mehrstufige Bauphasenkonzept ist in Abb. 4 dargestellt. Abb. 4: Bauphasenkonzept der Süderelbbrücke mit Seitenlage und Querverschub 90 7. Brückenkolloquium - September 2026 A1 Süderelbbrücke 2.4 BIM-Methodik im Projekt Die Komplexität des Projektes führte frühzeitig zu der Entscheidung, Planung und Ausschreibung konsequent unter Anwendung der BIM-Methodik durchzuführen. Ziel war die Schaffung einer gemeinsamen digitalen Informationsbasis für alle Projektbeteiligten. Die Modelle wurden dabei nicht ausschließlich zur geometrischen Beschreibung des Bauwerks genutzt. Vielmehr dienten sie als zentrale Informationsquelle für Abstimmungen, Planableitung, Mengenmanagement und Ausschreibung. Ziel war die Vermeidung redundanter Datenhaltungen sowie die Verbesserung der Konsistenz zwischen den verschiedenen Projektunterlagen. Die BIM-Anwendung sollte insbesondere: • die Planungsqualität verbessern, • die interdisziplinäre Zusammenarbeit unterstützen, • die Transparenz erhöhen, • die Grundlage für eine modellbasierte Ausschreibung schaffen, • sowie komplexe Bauabläufe nachvollziehbar darstellen. Grundlage hierfür bildeten die Auftraggeber-Informationsanforderungen sowie der projektspezifische BIM- Abwicklungsplan. 2.5 BIM-Anwendungsfälle Im Projekt wurden die Fachmodelle regelmäßig zu einem gemeinsamen Koordinationsmodell zusammengeführt. Dieses diente als zentrale Informationsplattform für die Abstimmung aller beteiligten Fachdisziplinen. Ein wesentlicher Anwendungsfall war die modellbasierte Kollisionsprüfung. Konflikte zwischen Bauwerk, Verkehrsanlagen, Bauzuständen und weiteren Fachplanungen konnten bereits während der Planung erkannt und bearbeitet werden. Hierdurch wurden Abstimmungen verbessert und potenzielle Ausführungsrisiken reduziert. [1] Darüber hinaus bildeten die Modelle die Grundlage für die modellbasierte Mengenermittlung, die Ausschreibung sowie die Bauablaufsimulation, siehe Abb. 5. Abb. 5: Revit-Modell der Süderelbbrücke 2.6 Parametrische Modellierung Grundlage der digitalen Bearbeitung waren parametrische Fachmodelle der Ingenieurbauwerke. Änderungen an Bauwerksgeometrien, Bauzuständen oder Bauteilabmessungen konnten dadurch effizient umgesetzt und ausgewertet werden. Die parametrische Modellierung bildete die Grundlage für Planableitung, Mengenermittlung, Ausschreibung und Bauablaufsimulation, siehe Abb. 6. Die Modelle entwickelten sich damit von reinen Geometriemodellen zu zentralen Informationsträgern innerhalb des Projektes. Ein besonderer Vorteil bestand in der durchgängigen Nutzung derselben Modellinformationen über mehrere Planungs- und Bearbeitungsschritte hinweg. Dadurch konnten Medienbrüche reduziert und die Konsistenz zwischen Planung, Ausschreibung und Terminplanung verbessert werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 91 A1 Süderelbbrücke Abb. 6: parametrische Modellierung der Süderelbbrücke 2.7 Modellbasierte Ausschreibung und 5D-Anwendungen Die modellbasierte Ausschreibung stellte einen der zentralen BIM-Anwendungsfälle innerhalb des Projektes dar. Während digitale Bauwerksmodelle im Infrastrukturbau häufig primär für die Koordination und Visualisierung genutzt werden, wurde im Projekt Süderelbbrücke ein konsequent durchgängiger Ansatz verfolgt. Gerade bei einem Großbrückenprojekt mit komplexen Stahlverbundkonstruktionen, umfangreichen Bauzuständen sowie großen Mengen an Stahl-, Beton-, Erd- und Wasserbauleistungen besitzt die Qualität der Mengenermittlung einen wesentlichen Einfluss auf die spätere Kostensicherheit und Vergabequalität. Traditionelle Verfahren erfordern häufig umfangreiche manuelle Auswertungen aus Plänen und Tabellen. Änderungsprozesse führen dabei regelmäßig zu erhöhtem Abstimmungsaufwand und bergen das Risiko von Inkonsistenzen zwischen Modellständen, Plänen und Leistungsverzeichnissen. Vor diesem Hintergrund wurde bereits während der Modellierung großer Wert auf eine strukturierte Attributierung sämtlicher relevanter Bauteile gelegt. Neben den geometrischen Informationen wurden Klassifizierungen, Materialinformationen, Bauwerkszuordnungen und weitere alphanumerische Eigenschaften modellbasiert gepflegt. Modellbasierte Mengenermittlung Die modellbasierte Ausschreibung basierte auf einem durchgängigen BIM-Prozess. Ausgangspunkt bildeten die parametrischen Bauwerksmodelle der Ingenieurbauwerke. Der grundsätzliche Workflow umfasste folgende Schritte: • Parametrische Modellierung der Bauwerksgeometrie • Klassifizierung und Attributierung der Bauteile • Export der Modelldaten • Modellbasierte Mengenermittlung • Zuordnung von Mengen zu LV-Positionen • Auf bereitung der Vergabeunterlagen Durch diese Vorgehensweise entstand eine direkte Verbindung zwischen Geometrie, Mengen und Leistungsverzeichnis. Änderungen am Modell konnten unmittelbar auf die Mengengerüste übertragen werden. Die modellbasierte Vorgehensweise ermöglichte: • eine nachvollziehbare Herleitung der Mengen, • eine konsistente Zuordnung zu LV-Positionen, • eine schnelle Aktualisierung bei Planungsänderungen, • eine höhere Transparenz gegenüber konventionellen Verfahren. Insbesondere bei komplexen Bauteilen wie der Stabbogenkonstruktion, den Verbundquerschnitten sowie den zahlreichen temporären Bauzuständen zeigte sich ein deutlicher Mehrwert gegenüber herkömmlichen Mengenermittlungen. Darüber hinaus wurde der Ausschreibungsprozess durch die direkte Verknüpfung von Modellinformationen und Leistungsverzeichnis strukturiert unterstützt. Mengenänderungen infolge von Planungsanpassungen konnten zeitnah nachvollzogen und überprüft werden. Dies erwies sich insbesondere im Zuge der fortlaufenden Optimierung von Bauzuständen, Hilfskonstruktionen und Verkehrsführungen als vorteilhaft. 92 7. Brückenkolloquium - September 2026 A1 Süderelbbrücke Ein wesentlicher Nutzen bestand in der verbesserten Nachvollziehbarkeit der Mengenansätze. Die maßgeblichen Ausschreibungsposition konnten auf die zugrunde liegenden Modellobjekte zurückgeführt werden. Dadurch entstand eine transparente und prüf bare Verbindung zwischen Modell, Mengenansatz und Leistungsverzeichnis. Gleichzeitig konnten Plausibilitätsprüfungen bereits während der Planung durchgeführt werden. Unstimmigkeiten zwischen Bauteilgeometrien, Mengengerüsten und Ausschreibungseinheiten wurden frühzeitig erkannt und korrigiert. Die Modelle entwickelten sich damit von reinen Planungsmodellen zu einem zentralen Werkzeug der Ausschreibungsvorbereitung. 5D-Anwendungen Auf Basis der Modellinformationen wurden zusätzlich kostenrelevante Informationen integriert. Dadurch entstand ein sogenanntes 5D-Modell, welches geometrische Informationen mit Mengen und Kosten verknüpft. Der Ablauf der modellbasierten Mengen- und Kostenermittlung ist in Abb. 7 dargestellt. Abb. 7: Modellbasierte Mengen- und Kostenermittlung (5D-Modell) Die Verknüpfung von Modellinformationen und Kostenstrukturen ermöglichte darüber hinaus eine strukturierte Nachverfolgung von Planungsänderungen. Auswirkungen auf Kosten und Mengen konnten wesentlich schneller bewertet werden als bei einer rein dokumentenbasierten Bearbeitung. Die wesentlichen Vorteile der 5D-Anwendungen lagen in: • verbesserter Mengenqualität, • reduzierter Fehleranfälligkeit, • höherer Nachvollziehbarkeit, • effizienteren Änderungsprozessen, • einer verbesserten Grundlage für die Ausschreibung. Die Erfahrungen aus dem Projekt zeigen, dass insbesondere die Kombination aus parametrischer Modellierung, strukturierter Attributierung und modellbasierter Mengenermittlung einen erheblichen Mehrwert für die Vorbereitung komplexer Vergaben bietet. Gerade im Großbrückenbau lassen sich hierdurch Transparenz, Qualität und Konsistenz der Ausschreibungsunterlagen nachhaltig verbessern. 7. Brückenkolloquium - September 2026 93 A1 Süderelbbrücke 2.8 BIM-gestützte Bauablaufsimulation Aufgrund des komplexen Bauablaufes wurde die Planung zusätzlich durch modellbasierte Bauablaufsimulationen unterstützt. Ziel war die Verknüpfung der räumlichen Informationen des Bauwerksmodells mit den zeitlichen Informationen des Terminplans. Hierdurch entstand ein 4D-Modell, das sämtliche wesentlichen Bauphasen nachvollziehbar darstellen konnte. Der Ablauf der modellbasierten Bauablaufsimulation ist in Abb. 8 dargestellt. Abb. 8: BIM-gestützte Bauablaufsimulation der Süderelbbrücke Besonders für die Bewertung der Bauphasen mit Verkehrsumlegungen und Längs- und Querverschub ermöglichte die Simulation eine frühzeitige Beurteilung kritischer Schnittstellen zwischen Bauausführung und Verkehrsführung. Räumliche und zeitliche Abhängigkeiten konnten dadurch wesentlich anschaulicher dargestellt werden als mit konventionellen Ablaufplänen. Darüber hinaus unterstützte die Simulation die Abstimmung zwischen Objektplanung, Tragwerksplanung und Baustellenlogistik. Insbesondere bei der Untersuchung temporärer Bauzustände zeigte sich der Nutzen der modellbasierten Visualisierung. Visualisierung komplexer Bauzustände Die 4D-Simulation ermöglichte die Darstellung der wesentlichen Projektphasen: • Neubau der Richtungsfahrbahn Bremen in Seitenlage inkl. aller bztl. Unterbauten, Hilfsstützengründung sowie bztl. Stützwand-Nordwest • Taktschiebevorgänge, • Verkehrsumlegungen, • Rückbau der bestehenden Brücke, • Neubau der Richtungsfahrbahn Lübeck, • Querverschub, • Herstellung des Endzustandes. Insbesondere die Vielzahl temporärer Bauzustände konnte dadurch deutlich verständlicher visualisiert werden als mit klassischen Terminplänen. Unterstützung von Planung und Kommunikation Neben der eigentlichen Planung erwies sich die Bauablaufsimulation als wichtiges Kommunikationsinstrument. Komplexe Zusammenhänge konnten gegenüber Auftraggebern, Fachplanern und weiteren Projektbeteiligten an- 94 7. Brückenkolloquium - September 2026 A1 Süderelbbrücke schaulich dargestellt werden. Gleichzeitig wurden mögliche Konflikte zwischen Bauablauf, Verkehrsführung und Baustellenlogistik bereits während der Planung sichtbar. Dadurch konnten Risiken frühzeitig identifiziert und entsprechende Optimierungen vorgenommen werden. 2.9 Erfahrungen aus dem Projekt Die Anwendung der BIM-Methodik im Projekt Süderelbbrücke hat gezeigt, dass digitale Arbeitsweisen insbesondere bei technisch und organisatorisch anspruchsvollen Infrastrukturprojekten einen hohen Mehrwert bieten, siehe Tab. 2. Den größten Nutzen erzeugten die Modelle dort, wo sie tatsächlich als zentrale Informationsquelle für Planung, Abstimmung und Ausschreibung genutzt wurden. Tab. 2: Erfahrungen aus dem Projekt Erfolgsfaktoren Herausforderungen Klare BIM-Ziele Datenkonsistenz Einheitliche Modellstandards Software- Schnittstellen Regelmäßige Modellkoordination Detaillierungsgrade Modellbasierte Ausschreibung Qualitätssicherung Durchgängige Modellnutzung Datenpflege Die Erfahrungen zeigen, dass BIM insbesondere dann erfolgreich eingesetzt werden kann, wenn Prozesse, Verantwortlichkeiten und Informationsanforderungen frühzeitig definiert werden. Gleichzeitig wird deutlich, dass Modelle nur dann ihren vollen Nutzen entfalten, wenn sie über die reine Visualisierung hinaus aktiv in Planung und Ausschreibung integriert werden. 3. Fazit und Ausblick Der Ersatzneubau der A1-Süderelbbrücke zählt aufgrund seiner technischen, verkehrlichen und umweltfachlichen Randbedingungen zu den anspruchsvollsten Brückenprojekten im deutschen Autobahnnetz. Die Kombination aus Neubau unter Verkehr, Tidegewässer, Hochwasserschutz, Schifffahrt und umfangreichen Umweltanforderungen erforderte ein außergewöhnlich hohes Maß an Planung und Koordination. Die konsequente Anwendung der BIM-Methodik hat wesentlich dazu beigetragen, diese Herausforderungen beherrschbar zu machen. Parametrische Modellierung, modellbasierte Koordination, digitale Qualitätssicherung sowie 4D- und 5D-Anwendungen ermöglichten eine höhere Transparenz, Nachvollziehbarkeit und Planungssicherheit als konventionelle Arbeitsweisen. Besonders die modellbasierte Ausschreibung zeigt das Potenzial digitaler Planungsmethoden für zukünftige Infrastrukturprojekte. Durch die direkte Verbindung von Bauwerksmodell, Mengen und Leistungsverzeichnis führte zu einer höheren Qualität der Vergabeunterlagen und einer verbesserten Nachvollziehbarkeit der Ausschreibungsprozesse. Mit dem Übergang zur Realisierung eröffnen sich zusätzliche Anwendungsmöglichkeiten. Die vorhandenen Modelle können künftig für Baufortschrittskontrollen, Qualitätsmanagement, Baustellenlogistik sowie die spätere Bestandsdokumentation genutzt werden. Dadurch entsteht eine durchgängige digitale Informationskette über den gesamten Lebenszyklus des Bauwerks. Die Süderelbbrücke zeigt exemplarisch, dass BIM insbesondere dann seine größten Potenziale entfaltet, wenn Modelle nicht lediglich als Visualisierung genutzt werden, sondern als zentrale Informationsquelle für Planung, Ausschreibung und spätere Realisierung dienen. Die im Projekt gewonnenen Erfahrungen lassen erwarten, dass modellbasierte Ausschreibungs- und Ausführungsprozesse künftig einen festen Bestandteil des modernen Infrastruktur- und Brückenbaus bilden werden. Literatur [1] buildingSMART Deutschland: BIM-Anwendungsfälle Infrastruktur 7. Brückenkolloquium - September 2026 95 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge Mohamed Mansour, M. Sc. RWTH Aachen University, Geodätisches Institut Hristo Vassilev, M. Sc. RWTH Aachen University, Geodätisches Institut Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jörg Blankenbach RWTH Aachen University, Geodätisches Institut Zusammenfassung Alternde Brückeninfrastruktur stellt Betreiber vor erhebliche Herausforderungen im Bauwerksmanagement. Digitale Zwillinge gelten als progressives Konzept für kontinuierliches Monitoring und Erhaltungsentscheidungen. Eine wesentliche Grundlage für digitale Bauwerkszwillinge stellen geometrisch-semantische Bestandsmodelle (As-is-Modelle) dar, deren Erstellung heute jedoch überwiegend manuell erfolgt und damit sehr zeit- und personalintensiv ist. Automatisierte Scan-to-BIM-Verfahren reduzieren diesen Aufwand durch die Ableitung von As-is-Modellen aus Punktwolken, rekonstruieren Bauteile dabei jedoch meist lokal und unabhängig, sodass topologische Beziehungen zwischen den Elementen kaum berücksichtigt werden. Im Beitrag wird ein Verfahren zur Brückenrekonstruktion aus Punktwolken vorgestellt. Kernpunkt ist die Erweiterung des lokalen Verständnisses einzelner tragender Bauteile - Widerlager, Pfeiler und Träger - zu einem szenenweiten Verständnis, das neben Geometrie und Semantik auch die räumlichen Interaktionen und Anschlüsse zwischen Bauteilen modelliert und so ein topologisch konsistentes statt unabhängig rekonstruiertes Gesamtmodell erzeugt. Am Beispiel einer realen Brücke werden die relevanten Instanzen korrekt erkannt und als IFC-Modell bereitgestellt; die interne Restabweichung des Gesamtmodells beträgt 1,6-cm (RMSE). 1. Einführung Ein erheblicher Teil des europäischen Brückenbestands erreicht ein Alter, in dem regelmäßige Zustandsbewertung und vorausschauende Erhaltungsplanung zunehmend erforderlich werden [1]. Gleichzeitig erhöhen steigende Verkehrsbeanspruchungen und alterungsbedingte Schädigungsprozesse die Anforderungen an aktuelle und belastbare Bauwerksinformationen. Ereignisse wie der Einsturz der Dresdner Carolabrücke im Jahr 2024 verdeutlichen die sicherheitsrelevante Bedeutung konsistenter Bestandsdaten [2]. Für das Erhaltungsmanagement werden daher digitale As-is-Modelle benötigt, welche die tatsächliche Geometrie und Semantik bestehender Bauwerke möglichst zuverlässig abbilden. Building Information Modeling (BIM) hat sich als wichtige Methode zur strukturierten Modellierung und Weiterverwendung von Bauwerksinformationen etabliert und kann auch im Brückenbereich zu effizienteren Planungs- und Managementprozessen beitragen [3]. Für Bestandsbauwerke bleibt die Erstellung solcher Modelle jedoch aufwendig, da Planunterlagen häufig unvollständig oder nicht mehr mit dem tatsächlichen Zustand konsistent sind. Scan-to-BIM-Verfahren auf Basis von Laserscan-Punktwolken bieten hierfür eine geeignete Grundlage, sind in der praktischen Modellierung jedoch weiterhin stark durch manuelle Nachbearbeitung geprägt [6]. Dadurch bleiben ihre Skalierbarkeit und ihre Nutzung als Grundlage digitaler Brückenzwillinge eingeschränkt [4], [5]. Bestehende Rekonstruktionsverfahren fokussieren dabei überwiegend die lokale geometrische Passung einzelner Bauteile; die daraus resultierende Forschungslücke wird in Abschnitt 2.1 hergeleitet. Der vorliegende Beitrag adressiert diese Lücke durch einen regelbasierten Arbeitsablauf, der lokale und szenenweite Konsistenz verbindet: Auf lokaler Ebene werden semantisch segmentierte Punktwolken in Regionen, Instanzen und Oberflächenrollen überführt, auf globaler Ebene werden bauteilinterne Konsistenzen sowie szenenweite Anschlüsse zwischen unterschiedlichen Brückenelementen hergestellt. Das Ergebnis ist ein kohärentes, semantisch angereichertes Bauwerksmodell im IFC-Standard, das als Grundlage für digitale Brückenzwillinge und weiterführende Analyseprozesse dienen kann. Der Beitrag ist wie folgt gegliedert: Abschnitt 2 behandelt den Stand der Forschung und die Forschungslücke, Abschnitt 3 die Methodik, Abschnitt 4 die Ergebnisse, Abschnitt 5 die Diskussion sowie Abschnitt 6 das Fazit mit Ausblick. 2. Stand der Forschung Scan-to-BIM-Verfahren ermöglichen die Ableitung digitaler Bestandsmodelle aus Punktwolken, sind im Infrastrukturbereich jedoch weiterhin durch hohen manuellen Modellierungs- und Korrekturaufwand geprägt; bei kommerziellen Modellierungsprozessen entfällt ein Großteil der Bearbeitungszeit auf manuelle Nachbearbeitung [6]. 96 7. Brückenkolloquium - September 2026 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge Stand der Forschung zur semantischen Segmentierung von Punktwolken für Brücken- und Infrastrukturelemente. Aktuelle Forschungsarbeiten fokussieren auf die Automatisierung bestimmter Teilprozesse in der Ableitung geometrisch-semantischer Modelle. Ein wesentlicher Aspekt ist die Segmentierung der gesamten Punktwolke in eindeutig formulierte semantische Klassen, die jeweils eine unterschiedliche Behandlung durch nachgelagerte Arbeitsabläufe benötigen. Hierfür sind aufgrund ihrer Generalisierbarkeit Verfahren, die auf überwachtem maschinellem Lernen basieren, besonders gut geeignet [7]. Ein wissenschaftliches Interesse besteht ebenso darin, die geschätzte Unsicherheit der Segmentierungsresultate dem tatsächlichen Ergebnis der Segmentierung gegenüberzustellen, da eine gute Kalibrierung den zuverlässigen Einsatz in der Praxis ermöglicht [8]. Damit stehen zunehmend zuverlässige semantische Eingangsdaten für nachgelagerte geometrische Rekonstruktionsschritte zur Verfügung. Die geometrische Rekonstruktion bestehender Brücken wird überwiegend durch parametrische oder oberflächenbasierte Ansätze verfolgt. Parametrische Verfahren passen vordefinierte Querschnitte, Primitive oder Formparameter an die Punktwolke an; sie liefern bei wiederkehrenden Bauteilgeometrien robuste Ergebnisse, sind jedoch durch die zugrunde liegenden Formannahmen eingeschränkt [9], [10], auch wenn Erweiterungen komplexere oder gekrümmte Geometrien berücksichtigen [11]. Oberflächenbasierte Verfahren (Boundary Representation, B-Rep) leiten die Geometrie direkter aus den Punktdaten ab, erfassen lokale Abweichungen flexibler und bieten bei komplexeren Geometrien Vorteile hinsichtlich Genauigkeit und Effizienz [11]. Ein gemeinsames Merkmal vieler Ansätze ist die überwiegend bauteilweise, flächenlokale Rekonstruktion: Anschlüsse, Auflagerbereiche, gemeinsame Kanten sowie Lücken oder Durchdringungen zwischen Brückenelementen werden meist nicht explizit modelliert. Damit bleibt offen, wie aus lokal rekonstruierten Einzelbauteilen ein szenenweit konsistentes geometrisch-semantisches As-is-Modell abgeleitet werden kann. 2.1 Forschungslücke Die vorangehende Literaturübersicht zeigt eine Lücke zwischen der lokalen Rekonstruktion einzelner Brückenelemente und einer szenenweit konsistenten Modellbildung: Bauteilübergreifende Beziehungen zwischen Trägern, Widerlagern und Pfeilern bleiben in bestehenden Ansätzen meist unberücksichtigt. Der vorliegende Beitrag setzt hier an, indem lokal rekonstruierte Bauteile über bauteilweise und szenenweite Konsistenzprüfungen zu einem zusammenhängenden As-is-Modell verbunden werden (Abschnitt 3). 3. Methodik Die entwickelte Methodik überführt semantisch segmentierte Brückenpunktwolken in geometrisch konsistente und BIM-fähige Bauteilmodelle. Der Schwerpunkt liegt auf der geometrischen Rekonstruktion der tragenden Brückenelemente Widerlager, Pfeiler und Träger. Die semantische Segmentierung bildet den Eingang der Methode und liefert für jeden Punkt eine Bauteilklasse. Ausgehend von diesen klassifizierten Punktmengen werden lokale Oberflächenregionen, bauteilspezifische Instanzen, primitivbasierte Oberflächenmodelle, bauteilinterne Konsistenzen und schließlich eine szenenweite B-Rep- und IFC-Repräsentation abgeleitet. Abbildung 1 zeigt die Gesamtabfolge; die einzelnen Stufen werden nachfolgend beschrieben. Abb. 1: Überblick der Methodik: von der segmentierten Punktwolke über Region Growing, Regionsgraph, regelbasierte Instanzbildung sowie lokale und globale Flächenanpassung bis zum szenenweiten Abgleich und IFC-Export 7. Brückenkolloquium - September 2026 97 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge 3.1 Semantische Segmentierung Für die semantische Segmentierung wurde in dieser Arbeit die PTv3-Modellarchitektur gewählt [12]. Diese basiert auf der Serialisierung der Punktwolke durch eine raumfüllende Kurve, um die Enkodierung durch einen Transformer zu ermöglichen. Diese Kombination ermöglicht eine hohe Recheneffizienz und ein großes räumliches rezeptives Feld. Das Modell wurde auf einem Datensatz trainiert, der aus 63 Punktwolken von insgesamt 57 Brücken besteht. Die Punktwolken wurden mit drei verschiedenen Sensortypen erfasst: handgeführten mobilen Laserscanner, terrestrischen Laserscanner und fahrzeugmontierten Laserscanner, die jeweils 9 %, 33 % und 57 % der gesamten Daten ausmachen. Getestet wurde das Verfahren auf 22 % der Gesamtdatenmenge, wobei die Verteilung der Sensortypen im Testdatensatz beibehalten wurde. Die ausgewerteten Ergebnisse zeigen eine sehr gute Leistung mit einer Genauigkeit von 96,2 % und einer mean Intersection over Union (mIoU) von 79,08 %. Für die weiterführende geometrische Rekonstruktion wurde eine einzelne Punktwolke aus dem Testdatensatz gewählt, die eine Genauigkeit von 96,2 % und eine mIoU von 67,5 % aufweist (s. Abb. 2). Abb. 2: Ergebnisse der semantischen Segmentierung auf dem ausgewählten Testbeispiel 98 7. Brückenkolloquium - September 2026 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge 3.2 Lokale Szenenstrukturierung durch erweitertes Region Growing Die semantische Klasse liefert keine Information über die geometrische Struktur innerhalb eines Bauteils. Das auf [13] auf bauende Region Growing Verfahren überführt die punktweise Semantik daher in lokal homogene Oberflächenregionen und bildet die unterste Ebene des Szenenverständnisses. Auf einer voxelbasiert ausgedünnten Punktwolke (0,02-m) werden lokale Normalen mittels Hauptkomponentenanalyse (Principal Component Analysis, PCA) der Punktnachbarschaft geschätzt: (1) mit den k Nachbarpunkten p j und deren Schwerpunkt ; der Eigenvektor zum kleinsten Eigenwert bildet die lokale Flächennormale. Ein Punkt wächst einer Region zu, wenn der Normalenwinkel unter α liegt und der Ebenenabstand den Nachbarschaftsradius ε nicht überschreitet; ε wird proportional zur Voxelgröße (hier 0,02 m) bestimmt und ist damit an die Ausdünnung der Punktwolke gekoppelt, nicht unabhängig gewählt. Für planare Flächen wird α = 20° verwendet; für gekrümmte Pfeilermantelflächen wird ein größerer Grenzwert von α = 35° angesetzt, um eine übermäßige Zerlegung der kontinuierlich gekrümmten Oberfläche zu vermeiden. Eine Region gilt erst ab einer Mindestpunktzahl τ als gültig. Als methodische Erweiterung werden nicht zugewiesene Punkte nicht pauschal als Rauschen verworfen, sondern nur dann weiter berücksichtigt, wenn ihre semantische Vorhersage eine ausreichende Konfidenz aufweist (maxprob ≥ 0,75). Dadurch können randnahe oder lokal gestörte Flächenfragmente erhalten bleiben, die während des Region Growing aufgrund unsicherer Normalenschätzung zurückgewiesen wurden. Diese Punkte werden zunächst lokal geglättet und anschließend der nächstgelegenen gültigen Region zugeordnet, sofern ihr Abstand das Dreifache des Nachbarschaftsradius (3ε) nicht überschreitet; die konsolidierte Regionsstruktur wird abschließend auf die dichte Punktwolke rückübertragen. 3.3 Geometrische Regionseigenschaften und Regionsgraph Nach dem Region Growing liegen die Oberflächenregionen zunächst als Punktmengen vor. Für die nachfolgende Instanzbildung, Rollenzuweisung und Flächenanpassung werden sie daher zunächst durch kompakte geometrische Eigenschaften beschrieben. Jede Region wird durch Punktanzahl, Schwerpunkt, achsparallele Umrandungsbox (Bounding Box), Ausdehnung in x-, y- und z-Richtung, PCA-Normale, Orientierungsart sowie Anpassungsgüte beschrieben. Die Orientierung wird über die z-Komponente der Normalen klassifiziert: horizontal für |n z | ≥ 0,85, vertikal für |n z | ≤ 0,15 und andernfalls geneigt. Diese Merkmale trennen beispielsweise Steg- und Flanschflächen, Wand- und Auflagerflächen und kodieren zugleich die Lage einer Region innerhalb des Bauteils. Zusätzlich werden aus den Eigenwerten l 1 ≥ l 2 ≥ l 3 der lokalen Kovarianzmatrix Planaritäts- und Linearitätsmaße abgeleitet: (2) Ein hoher Planaritätswert kennzeichnet stark flächenhafte Regionen, ein hoher Linearitätswert deutlich richtungsbetonte Regionen. Auf Basis dieser Eigenschaften wird ein generischer Regionsgraph aufgebaut, der die Regionen relational auswertbar macht: Jeder Knoten entspricht einer Region, jede Kante beschreibt eine geometrische Beziehung zwischen zwei Regionen, etwa Parallelität, Orthogonalität, Koplanarität, räumliche Nähe, Überlappung oder mögliche Stützbeziehungen. Die Normalenbeziehung zweier Regionen wird über das Skalarprodukt ihrer Einheitsnormalen bewertet: (3) Zwei Regionen gelten als parallel für s ij ≥ 0,965 und als orthogonal für s ij ≤ 0,20; Koplanarität wird bei parallelen Regionen mit einem Ebenenabstand von höchstens 0,05-m angenommen. Der Regionsgraph entscheidet noch nicht über die Bauteilinstanzen, sondern stellt eine bauteilunabhängige Evidenzschicht bereit. Dadurch wird die Punktwolke zunächst geometrisch strukturiert und erst in der folgenden Stufe bauteilbezogen interpretiert. 3.4 Regelbasierte Instanz- und Rollenbildung Die regelbasierte Instanzbildung überführt die generische Regionsstruktur in einzelne Brückenelemente und deren Oberflächenrollen. Das Verfahren ist als bauteilunabhängiger Verarbeitungskern mit kompakten, bauteilspezifischen Regelpaketen formuliert (Abb. 3). Der gemeinsame Kern umfasst die Normalisierung der Regionseigenschaften, die Orientierungsklassifikation, die Auswertung des Regionsgraphen sowie ein einheitliches Ausgabeschema. Der bauteilspezifische Anteil betrifft ausschließlich die Gruppierung von Regionen zu Instanzen und die Zuweisung von Oberflächenrollen. Im Unterschied zu generischen Clusterverfahren, die Regionen primär über räumliche Nähe gruppieren, nutzt der Ansatz Orientierung, relative Lage im Bauteil, Flächenrollen und Relationen des Regionsgraphen. Ein dichtebasiertes Clustering wie DBSCAN wird nur dort als lokaler Gruppierungsbaustein eingesetzt, wo räumliche Nähe tatsächlich das maßgebliche Kriterium ist, etwa bei der Grundriss-Gruppierung der Pfeilerfragmente. Für die untersuchten Unterbauklassen treten zwei Verarbeitungsmuster auf: (A) planare Rollenzuweisung für Träger und Widerlager, (B) Primitiv-Gruppierung für Pfeiler. 7. Brückenkolloquium - September 2026 99 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge Abbildung 3: Regelbasierte Instanzsegmentierung: bauteilunabhängiger Verarbeitungskern und kompakte Regelpakete für Widerlager, Pfeiler und Träger. Ausgehend von einem Instanzanker - bei Trägern vertikale Längsflächen, bei Widerlagern die dominante Rückwand - werden weitere Regionen zugeordnet: Bei Trägern bestimmt eine Histogrammanalyse mit Maximadetektion der y-Positionen das Spurmodell der Trägerlagen, bevor Steg- und Flanschrollen zugewiesen werden (15 Regeln); bei Widerlagern werden Flügelwand- und Auflagerflächenfragmente über ihre relative Lage und Koplanarität zum Anker zugeordnet (11 Regeln). Bei Pfeilern werden Fragmente gefiltert, im Grundriss per DBSCAN gruppiert und anhand radialer, vertikaler und Normalenkonsistenz zu einer Zylinderinstanz bewertet (13 Regeln). Das Muster wird über das semantische Label gewählt; die Bauteilklasse geht als kompakte deklarative Regelspezifikation ein. 3.5 Lokale und globale Flächenanpassung Nach der Instanzbildung werden für jedes Bauteil die zugehörigen Punktregionen mit ihren initialen Primitiven, Oberflächenrollen und inneren Zwangsbedingungen zusammengeführt und der Flächenanpassung übergeben. Für planare Oberflächen werden initiale Ebenen mit RANSAC und PCA geschätzt. Eine Ebene wird in Normalform beschrieben als: (4) wobei n die Einheitsnormale, p ein Punkt und d der Ebenenoffset ist; da n normiert ist, entspricht |n T p + d| dem metrischen Punkt-zu-Ebene-Abstand. Die lokale Optimierung minimiert den mittleren quadratischen Abstand der Punkte zu ihren zugehörigen Flächen: (5) wobei J die Zielfunktion, S die Flächenzahl eines Bauteils, N S die Punktzahl der Fläche s und p si deren i-ter Punkt ist. Mit ||n s || = 1 bleiben die Residuen metrisch interpretierbar. Konstruktive Beziehungen zwischen zwei Flächen a und b werden als Nebenbedingungen formuliert, etwa Parallelität mit |n T a n b | = 1 und Orthogonalität mit n T a n b = 0. Dadurch können beispielsweise gegenüberliegende Trägerstege parallel gehalten und die Trägerunterseiten orthogonal zu den Stegen angepasst werden. Pfeiler werden durch ein vertikales Zylindermodell mit Residuum: (9) mit den Mittelpunktkoordinaten c x , c y und dem Radius r; liegt der Punkt exakt auf der Zylinderoberfläche, ist e i = 0. Die lokale Anpassung liefert geometrisch gut passende Einzelflächen, garantiert jedoch keine bauteilinterne Konsistenz. Unabhängig optimierte Flächen können daher kleine Lücken, Überlappungen oder nicht gemeinsame Kanten aufweisen. Die globale Anpassung reduziert diese Inkonsistenzen, indem erkannte konstruktive Zusammenhänge nicht mehr durch unabhängige Flächen, sondern durch gemeinsame geometrische Parameter beschrieben werden. Bei Trägern werden korrespondierende Stegflächen einer Trägerlage sowie koplanare Soffit-Flächen von Längs- und Querträgern gemeinsam angepasst, sofern die geo- 100 7. Brückenkolloquium - September 2026 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge metrische Evidenz eine Koplanarität stützt. Dazu wird eine gemeinsame Ebene an die vereinigte Punktmenge der zusammengehörigen Flächen angepasst: (10) Dabei bezeichnet G die Gruppe zusammengehöriger Flächen, N G , deren Gesamtpunktzahl sowie n G und d G die Normalen- und Offsetparameter der gemeinsamen Ebene. Bei Widerlagern werden Rückwand, Flügelwände und Auflagerfläche so zusammengesetzt, dass gemeinsame Schnittkanten und konsistente Eckpunkte entstehen. Für Pfeiler ist der globale Schritt einfacher, da jede Pfeilerinstanz bereits durch ein Hauptprimitiv beschrieben ist; geprüft werden vor allem Vertikalität und Parallelität der Achsen, eine gemeinsame untere Höhenlage sowie die Plausibilität ähnlicher Radien. Dadurch entstehen bauteilintern geschlossene B-Rep-Modelle mit gemeinsamen Kanten und reduzierten Anschlussfehlern. 3.6 B-Rep-Assembly und szenenweiter Abgleich Die optimierten Primitive werden in B-Rep-Modelle überführt (Triangulierung der Grenzpolygone; parametrische Ringe für Pfeiler). Der szenenweite Abgleich behandelt anschließend die geometrische Interaktion zwischen Bauteilen (Abb. 4). An den Bauteilen werden Schnittstellen (Ports) definiert; zwei kompatible Ports bilden einen Anschluss (Joint), wenn ihr Grundrissabstand 0,6-m und ihr Höhenabstand 1,5-m nicht überschreiten (empirisch so gewählt, dass reale Anschlussbereiche erfasst, entfernte Bauteile aber nicht fälschlich gekoppelt werden). Der Restabstand eines Bauteilendes zur Anschlussebene ist: (11) mit der Normalen n A und dem Offset d A der Anschlussebene sowie einem Punkt p E am Bauteilende. Die Reduktion von Δ erfolgt nicht als numerische Optimierung, sondern als deterministische, geometriegesteuerte Anpassung: Die Netzgeometrie wird entlang der Anschlussebene beschnitten oder verschoben, bis |Δ| ≤ 0,05-m erreicht ist (geometrisch geschlossener Anschluss). Der Abgleich umfasst zwei Anschlusstypen. Bei Träger- Widerlager wird das Trägerende gegen die Auflager- und Rückwandebene des Widerlagers geprüft und angepasst. Bei Pfeiler-Träger wird der Pfeilerkopf an die Soffit-Ebene des Querträgers angeschlossen: Der Pfeiler wird ausschließlich nach oben bis zur Soffit-Ebene verlängert (Fundament bleibt fest), sodass die Kopffläche die Trägerunterseite erreicht. Beide Anschlüsse werden geometrisch angepasst und quantitativ ausgewertet. Abb. 4: Szenenweiter Abgleich am Beispiel Träger-Widerlager: (a) inkonsistente Bauteilnetze mit Spalt/ Durchdringung, (b) Port- und Joint-Erkennung mit Bewertung von Δ gegen das Schließkriterium |Δ| ≤ 0,05-m, (c) anschlusskonsistentes Ergebnis (Δ ≈ 0 durch direkte Projektion auf die Anschlussebene). 7. Brückenkolloquium - September 2026 101 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge 3.7 IFC-Export und Digital-Twin-Integration Im letzten Schritt wird das rekonstruierte Szenenmodell in ein IFC-basiertes As-is-Modell überführt. Die validierten Bauteilgeometrien werden als native IFC-B-Rep-Entitäten exportiert (geschlossene Körper: IfcFacetedBrep; offene Flächen, z. B. Pfeilermantel: IfcShellBasedSurfaceModel) und in eine IFC4X3-orientierte Brückenstruktur eingebettet. Widerlager werden als IfcElementAssembly, Pfeiler als IfcColumn und Träger als IfcBeam mit Unterscheidung von Längs- und Querträgern abgebildet. Oberflächenrollen, Bauteildimensionen und Qualitätskennwerte werden als Property Sets gespeichert; erkannte Anschlüsse und topologische Beziehungen als IFC-Verbindungen dokumentiert. So entsteht ein standardisiertes, semantisch angereichertes As-is-Modell. 4. Ergebnisse Die Evaluierung erfolgt an einer real erfassten Brückenpunktwolke, die mit einem terrestrischen Laserscanner RIEGL VZ-400i aufgenommen wurde (nominale Standardabweichung ± 5-mm bei 100-m). Für die Rekonstruktion wurden die semantisch segmentierten Punktmengen der relevanten Brückenelemente verwendet; die ausgewertete Punktmenge umfasst 22.632.534 Punkte. Die untersuchte Brücke besitzt vier Träger über eine Gesamtstützweite von 56-m. Jeder Träger ist durch einen mittigen Querträger in zwei Hälften geteilt, sodass insgesamt acht Trägerinstanzen vorliegen. Zusätzlich umfasst die Szene zwei Widerlager sowie zwei zylindrische Pfeiler mit einer Höhe von 5,5-m. Die drei Bauteilklassen unterscheiden sich deutlich in ihrer Flächentopologie: Träger bestehen aus längsorientierten Seiten- und Unterflächen, Widerlager aus miteinander verbundenen Wand- und Auflagerflächen, während Pfeiler durch gekrümmte Mantelflächen beschrieben werden. Damit deckt der Datensatz sowohl planare Rollenzuweisungen als auch die Gruppierung gekrümmter Primärstrukturen ab. 4.1 Bewertungsmetriken Da keine unabhängige Referenzgeometrie vorliegt, wird die geometrische Qualität über die interne Restabweichung zwischen rekonstruiertem Modell und semantisch segmentierter Punktwolke bewertet. Diese Residuen stellen keine externe Genauigkeitsprüfung dar, quantifizieren jedoch, wie gut das Modell die beobachtete Geometrie erklärt. Für jeden Punkt p i wird der kürzeste Cloud-to-Mesh(C2M)-Abstand d i zur rekonstruierten Dreiecksfläche berechnet: (12) wobei die Menge der Dreiecksflächen des rekonstruierten Netzes bezeichnet. Aus der Abstandsverteilung werden RMSE = , Mittelwert , Standardabweichung σ d = und das 95 - % -Perzentil (P95) abgeleitet. Der RMSE beschreibt die quadratische Abweichung gegenüber null und kombiniert damit systematischen Versatz und Streuung; σ d beschreibt dagegen nur die Streuung um den eigenen Mittelwert . Beide Größen sind über RMSE 2 = σ d 2 + d 2 verknüpft und nur bei = 0 identisch. 4.2 Instanz- und Rollenerkennung Abbildung 5 zeigt die regelbasierte Überführung der Regionen in Instanzen für Widerlager, Pfeiler und Träger. Für alle drei Klassen wird die erwartete Instanzanzahl erreicht; die Region-zu-Instanz-Zuordnung stimmt für Widerlager und Pfeiler vollständig mit der Referenz überein (11/ 11 bzw. 41/ 41 Regionen), während bei den Trägern 28 von 29 Regionen korrekt zugeordnet werden (97 %). Der klassenspezifische Regelumfang beträgt 11 Regeln für Widerlager, 13 für Pfeiler und 15 für Träger; der gemeinsame Kern aus Normalisierung, Orientierungsklassifikation, Regionsgraph und Ausgabeschema ist darin nicht enthalten. Abb. 5: Instanzsegmentierung für Pfeiler, Widerlager und Träger: Regionen, regelbasierte Zuordnung und resultierende Instanzen. Für Träger sind vier Instanzen einer Brückenhälfte dargestellt; die zweite Hälfte ist baugleich, sodass insgesamt acht Trägerinstanzen entstehen. 102 7. Brückenkolloquium - September 2026 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge 4.3 Lokale und globale Flächenanpassung Tabelle 1 zeigt die Residuenkennwerte nach lokaler und nach globaler Anpassung. Die lokale Anpassung liefert die geringsten Einzelflächen-Residuen, da jede Fläche unabhängig optimiert wird; die globale Anpassung führt gemeinsame Ebenen und bauteilinterne Bedingungen ein, deren Ziel die Konsistenz und nicht die weitere Residuenreduktion ist. Die Veränderungen der Kennwerte zwischen beiden Stufen liegen für alle drei Bauteilklassen im Millimeterbereich; die Pfeiler bleiben aufgrund des einzelnen Hauptprimitivs praktisch unverändert. Auffällig ist zudem, dass die Standardabweichung bei allen drei Bauteilklassen deutlich über dem Mittelwert liegt; die Einordnung dieses Befunds erfolgt in Abschnitt 5. Tab. 1: Interne Residuen (C2M) je Bauteil und Anpassungsstufe; alle Werte in cm Bauteil Kennwert Lokal Global Widerlager RMSE 2,3 2,4 Mittelw. 0,8 0,9 Std.-Abw 2,1 2,2 P95 3,2 3,2 Pfeiler RMSE 0,7 0,7 Mittelw. 0,3 0,3 Std.-Abw 0,7 0,7 P95 0,6 0,6 Träger RMSE 2,6 2,4 Mittelw. 0,4 0,5 Std.-Abw 2,5 2,4 P95 0,7 0,8 Abb. 6: B-Rep nach lokaler und globaler Anpassung: Widerlager (a lokal, b global) mit geschlossenen Wandanschlüssen; Träger (c lokal, d global) mit koplanar ausgerichteten Querträger-Endflächen. Abbildung 6 vergleicht lokale und globale B-Rep-Modelle für Widerlager und Träger. Bei den Widerlagern schließt die globale Anpassung sichtbare Lücken zwischen Rückwand, Flügelwänden und Auflagerfläche; bei den Trägern werden die Querträger-Endflächen nach erkannter Koplanarität konsistent mit den äußeren Trägerseiten ausgerichtet. 4.4 Szenenweite Konsistenz und IFC-Modell. Der szenenweite Abgleich umfasst Träger-Widerlager- und Pfeiler-Träger-Anschlüsse. Für die acht Träger-Widerlager-Anschlüsse beträgt der vertikale Auflager-Restabstand Δ im Ausgangszustand im Mittel 2,3 cm (max. 4,3 cm; Tab. 2); positive Werte kennzeichnen Spalte, negative eine Durchdringung. Die davon unabhängige axiale Wanddurchdringung ist bei allen Trägerenden negativ und erreicht im Betrag 39,0 cm im Mittel bzw. 73,9 cm maximal (Tab. 2). Tab. 2: Träger-Widerlager-Anschluss je Trägerinstanz (Ausgangszustand): Auflager-Restabstand und axiale Wanddurchdringung. Träger Δ [cm] Wanddurchdringung [cm] 1 + 2,75 - 42,6 2 + 1,88 - 20,5 3 + 1,74 - 73,9 4 - 0,58 - 38,8 5 - 0,45 - 63,9 6 - 2,30 - 38,3 7 - 4,34 - 0,5 8 - 4,05 - 33,7 7. Brückenkolloquium - September 2026 103 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge Für die zwei Pfeiler-Träger-Anschlüsse beträgt der Restabstand zwischen Pfeilerkopf und Querträger-Soffit-Ebene vor dem Abgleich im Mittel 5,2 cm (Max. 5,4 cm). Nach dem Abgleich werden die Trägerenden an den Widerlagern beschnitten bzw. angepasst und die Pfeilerköpfe bis zur Querträger-Soffit-Ebene verlängert, sodass der Restabstand an allen erkannten Anschlüssen durch Konstruktion auf 0 cm reduziert wird (Träger-Widerlager: 8/ 8; Pfeiler-Träger: 2/ 2). Abb. 7: Gesamtergebnis: Anschlüsse vor (a) und nach (b) dem szenenweiten Abgleich, IFC-Modell (c) und räumliche C2M-Abweichung des Gesamtmodells. Abbildung 7 a, b zeigt die Anschlussbereiche vor und nach dem szenenweiten Abgleich, während Abb. 7c das daraus erzeugte IFC-Modell darstellt. Die räumliche Abweichungskarte des Gesamtmodells gegenüber der Punktwolke (Abb. 7d) ergibt über alle ausgewerteten Bauteile einen RMSE von 1,6 cm, eine Standardabweichung von 1,5 cm, einen Mittelwert von 0,6 cm und ein 95-%-Perzentil von 1,9 cm. 5. Diskussion Die Ergebnisse bestätigen den gestuften Auf bau des Modells: von Punkten über Regionen und Instanzen zu bauteilinterner und szenenweiter Konsistenz, wobei jede Stufe die der nächsten fehlende Information ergänzt. Lokale und globale Anpassung zeigen, dass die bauteilinterne Konsistenz ohne relevante Verschlechterung der internen Anpassungsgüte erreicht wird: Die RMSE ändert sich um -0,2 bis +0,1-cm (Träger 2,6 → 2,4-cm, Widerlager 2,3 → 2,4-cm, Pfeiler 0,7-cm unverändert), während sichtbare Anschlussdefekte verschwinden. Auf Szenenebene streut der Auflager-Restabstand (Mittel: 2,3-cm, max.: 4,3-cm) zufällig im Vorzeichen, während die axiale Wanddurchdringung (Mittel: 39,0-cm, max.: 73,9-cm) gleichgerichtet und rund eine Größenordnung größer ist - ein systematischer Hinweis auf eine Diskrepanz in Trägerlänge oder Rückwandlage. Die vollständige Schließung aller Anschlüsse (8/ 8, 2/ 2) ist zurückhaltend zu werten: Ein Freiheitsgrad trifft auf eine Bedingung - die Schließung ist eine geometrische Konsequenz, kein Beleg statistischer Ausgleichsgüte. Die Abweichungskennwerte sind interne Residuen zwischen Modell und Messdaten. Sie quantifizieren die Übereinstimmung mit der beobachteten Geometrie, belegen ohne unabhängige Referenz jedoch keine absolute Genauigkeit. Lokal erhöhte Werte an Rändern und Auflagerflächen können sowohl aus dünn besetzten, im Region Growing nicht tragfähig erfassten Bereichen als auch aus fehlklassifizierten oder verrauschten Punkten der semantisch segmentierten Punktwolke resultieren (Abb. 7). Beide Effekte führen zu überwiegend geringen Residuen mit wenigen deutlichen Ausreißern, sodass die Gesamt- RMSE (1,6 cm) neben der Anpassungsgüte auch Punktdichte und Datenqualität widerspiegelt. Dass σ den Mittelwert bei allen Bauteilklassen deutlich übersteigt (Tab. 1), zeigt eine rechtsschiefe Verteilung; der Mittelwert ist daher nur eingeschränkt aussagekräftig, während RMSE und P95 belastbarere Kennwerte darstellen. Eine zentrale Grenze bleibt die manuelle Definition von Regeln und Schwellenwerten, die interpretierbar ist, jedoch Ingenieuraufwand verursacht und die Übertragbarkeit auf weitere Bauteilklassen und Anschlusstypen begrenzt. 6. Fazit und Ausblick Der Beitrag stellt einen durchgängigen regelbasierten Arbeitsablauf zur Rekonstruktion tragender Brückenelemente aus segmentierten Punktwolken vor, der lokale Bauteilmodellierung mit bauteilinterner und szenenweiter Anschlusskonsistenz verbindet. Die adressierte Forschungslücke liegt nicht in der lokalen Modellierung einzelner Bauteile, sondern in der Integration szenenweiter Anschlüsse zu einem kohärenten As-is-Modell. 104 7. Brückenkolloquium - September 2026 Automatisierte Generierung geometrisch-semantischer As-is-Modelle als Grundlage für digitaler Brückenzwillinge Für die untersuchte Brücke werden alle Instanzen korrekt erkannt und nahezu vollständig den richtigen Oberflächenrollen zugeordnet; die Residuen zeigen eine konsistente geometrische Übereinstimmung zwischen Modell und Punktwolke. Die globale Anpassung stellt bauteilinterne Konsistenz her, und der szenenweite Abgleich überführt Träger-Widerlager- und Pfeiler-Träger-Anschlüsse in anschlusskonsistente Verbindungen. Da diese Anschlusstopologie - nicht nur die Bauteilgeometrie - explizit im IFC-Modell abgelegt ist, eignet sich das Ergebnis für Anwendungen wie Tragwerksanalysen, Verformungsmonitoring oder Simulationen digitaler Zwillinge. Die Aussagekraft ist durch den Umfang der Evaluierung - eine Brücke, drei Bauteilklassen - begrenzt. Künftige Arbeiten sollten die manuelle Regeldefinition durch agentengestützte Verfahren ergänzen: Sprachmodelle mit räumlichem Schlussfolgerungsvermögen könnten auf Basis der eingeführten Regionseigenschaften und Graphen Anschlussbedingungen vorschlagen und Muster erkennen, die rein manueller Definition entgehen. Inwieweit solche Verfahren die Zuverlässigkeit expliziter Regeln erreichen, ist zu untersuchen. Literatur [1] Woodward, R., Cullington, D.W., Daly, A.F., Vassie, P.R., Haardt, P., Kashner, R., Astudillo, R., Velando, C., Godart, B., Cremona, C. and Mahut, B., 2001. Bridge management in Europe (BRIME)-deliver able D14-final report [2] ZDF, 2025. Warum die Carolabrücke in Dresden einstürzte. Accessed: 03.03.2025. URL: https: / / www.zdf.de/ nachrichten/ politik/ deutschland/ caro labrueke-in-dresden-bruecke-einsturz-100.html [3] Fanning, B., Clevenger, C.M., Ozbek, M.E. and Mahmoud, H., 2015. Implementing BIM on infrastructure: Comparison of two bridge construction projects. Practice Periodical on Structural Design and Construction, 20(4), p.04014044. [4] Kellner, M., Vassilev, H., Busch, A., Blaskow, R., Cervantes, M.F., Poku-Agyemang, K.N., Schmitt, A., Weisbrich, S., Maas, H.-G., Neitzel, F., Reiterer, A. and Blankenbach, J., 2024. Scan2BIM - A Review on the Automated Creation of Semantic-Aware Geometric as-is Models of Bridges. Allgemeine Vermessungs-Nachrichten (AVN), 131(3). DOI: 10.14627/ avn.2024.3.4. [5] Smarsly, K., Ahmad, M.E., Peralta, P., Al-Zuriqat, T., Al-Nasser, H., Dragos, K. and Geck, C.C., 2024, August. Digital twins, architectures, and elements in civil engineering-A multivocal literature review. In International Conference on Computing in Civil and Building Engineering (pp. 507-518). Cham: Springer Nature Switzerland [6] Lu, R. and Brilakis, I., 2017. Recursive segmentation for as-is bridge information modelling. [7] Mansour, M., Martens, J. and Blankenbach, J., 2024. Hierarchical SVM for semantic segmentation of 3D point clouds for infrastructure scenes. Infrastructures, 9(5), p.83. [8] Vassilev, H., Laska, M. and Blankenbach, J., 2024. Uncertainty-aware point cloud segmentation for infrastructure projects using Bayesian deep learning. Automation in Construction, 164, p.105419. [9] Mafipour, M.S., Vilgertshofer, S. and Borrmann, A., 2023. Automated geometric digital twinning of bridges from segmented point clouds by parametric prototype models. Automation in Construction, 156, p.105101 [10] Mansour, M. and Blankenbach, J., 2024. Advancing Scan2BIM Automation: Metaheuristic Optimization in 3D Modeling of Bridges. In: 31st International Workshop on Intelligent Computing in Engineering (EG-ICE 2024), Vigo, Spain, 3-5 July 2024, pp.393-403. ISBN 979-8-3313-0349-5 [11] Mansour, M. and Blankenbach, J., 2025. Automated bridge modelling for digital twins: parametric modelling vs. surface modeling techniques for geometric-semantic model creation [12] Wu, X., Jiang, L., Wang, P.-S., Liu, Z., Liu, X., Qiao, Y., Ouyang, W., He, T., & Zhao, H. (2023). Point Transformer V3: Simpler, Faster, Stronger (arXiv: 2312.10035). arXiv. http: / / arxiv.org/ abs/ 2312.10035 [13] Poux, F., Mattes, C., Selman, Z. and Kobbelt, L., 2022. Automatic region-growing system for the segmentation of large point clouds. Automation in Construction, 138, p.104250. Brückenverstärkung/ -instandsetzung mit UHFB 7. Brückenkolloquium - September 2026 107 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz Prof. em. Dr. Dipl.-Ing. ETH Eugen Brühwiler EPFL - ETH Lausanne, Schweiz Zusammenfassung Mit dem zementgebundenen Ultra-Hochleistungsfähigen Faserverbund-Baustoff UHFB steht ein neuartiger Baustoff zur Verfügung, der sich durch hohe mechanische Festigkeiten und Dauerhaftigkeit auszeichnet. UHFB ist weder Beton noch Stahl. UHFB wird in der Schweiz seit mehr als 20 Jahren für die Ertüchtigung bestehender Stahlbetonbrücken und Stahl-Beton Verbundbrücken eingesetzt. In diesem Beitrag werden zunächst die umgesetzten, grundlegenden Entwurfskonzepte zum Schutz und zur Instandsetzung sowie Verstärkung von Stahlbetonbrücken beschrieben und anhand von zwei Anwendungsbeispielen illustriert. Schließlich wird eine Kurzbilanz aus den bisherigen UHFB-Anwendungen in der Schweiz gezogen und kurz auf Aspekte der Nachhaltigkeit dieser neuartigen Technologie für den Erhalt bestehender Bausubstanz hingewiesen. 1. Einführung Der zementgebundene Ultra-Hochleistungsfähige Faserverbund-Baustoff (UHFB) ist weder Stahl noch Beton, sondern ein eigenständiger Verbundbaustoff. UHFB ist ein aus Zement, Zusatzstoffen, feiner Gesteinskörnung, Wasser, Zusatzmitteln und 15mm kurzen, schlanken Stahlfasern in hoher Dosierung (> 3 Vol.-%) hergestellter Baustoff. Durch seine hohe Packungsdichte ist er auch unter Zugbeanspruchung flüssigkeitsdicht. Der Mittelwert seiner Druckfestigkeit nach 28 Tagen beträgt etwa 150 N/ mm 2 , und seine Zugfestigkeit ist höher als 12 N/ mm 2 . UHFB zeigt ein Verfestigungsverhalten unter Zugbeanspruchung. Der Baustoff UHFB wurde vor rund 40 Jahren erstmals von Hans-Henrik Bache in Dänemark hergestellt und seither weiterentwickelt. Im Hinblick auf die Ertüchtigung von Stahlbetonbauten wurde von 1999 bis 2024 am Lehrstuhl des Autors an der ETH Lausanne (EPFL) das Tragverhalten von UHFB - Beton-Verbundbauteilen untersucht. Die Idee besteht darin, Bauteile aus Stahlbeton mit dem Hochleistungsbaustoff UHFB gezielt zu «härten», um stark exponierte Oberflächen zu schützen und statisch stark beanspruchte Bauteile zu verstärken. Dabei ist es vorteilhaft, UHFB mit Betonstahlbewehrung zu ergänzen. Dadurch verbessert der Stahl-UHFB die Tragfähigkeit und Dauerhaftigkeit des Stahlbetonbauteils. 2. Stahl-UHFB - Stahlbeton Verbundbauweise zur Verstärkung und Abdichtung von Bauteilen aus Stahlbeton 2.1 Grundsätze und Entwurfsziele UHFB wird zur Ertüchtigung von Stahlbeton eingesetzt, indem eine typischerweise 25 bis 80 mm dicke UHFB- Schicht monolithisch mit dem Stahlbetonquerschnitt verbunden wird, um die Projektanforderungen zu erfüllen (Abb. 1). Bei Stahlbetonbrücken wird die UHFB-Schicht üblicherweise auf die Oberfläche der Fahrbahnplatte aufgebracht. Der Betonuntergrund wird zunächst mittels Wasserhöchstdruckstrahlen vorbereitet, wobei der schadhafte Beton entfernt wird. Vor dem Einbringen des Frisch-UHFB muss die aufgeraute Betonoberfläche feucht gehalten werden, um den chemischen Adhäsionsverbund der UHFB-Schicht auf dem Betonuntergrund sicherzustellen. Dadurch wird das erforderliche monolithische Verbundverhalten des mit UHFB ertüchtigten Stahlbetonbauteils erreicht. a) b) Abb. 1. Grundkonfigurationen von UHFB-Stahlbeton- Verbundbauteilen mit (a) Schutzfunktion und Erhöhung der Bauteilsteifigkeit, sowie (b) Schutzfunktion und Erhöhung des Tragwiderstands. Je nach Tragwerkskonfiguration ermöglicht die mit Stabbewehrung versehene UHFB-Schicht gleichzeitig eine Erhöhung des Tragwiderstands hinsichtlich Biegung, Querkraft und Ermüdung von Fahrbahnplatten und Trägern. Diese strukturelle Verstärkung erstreckt sich über die gesamte Fahrbahnplatte, womit die UHFB-Schicht auch eine robuste Abdichtung gewährleistet, welche den Stahlbeton vor direktem Kontakt mit Wasser und Chloriden schützt. Die Herstellung von UHFB-Stahlbeton-Verbundbauteilen führt aufgrund der Schwindvorgänge und der Temperaturentwicklung während der Hydratation des UHFB zu bedeutenden Dehnungen in der UHFB-Schicht. Dank 108 7. Brückenkolloquium - September 2026 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz der Verformungsfähigkeit des UHFB mit Verfestigungsverhalten (strain-hardening) werden diese Eigenspannungen, zusammen mit den Spannungen aus auf das Tragwerk einwirkende Lasten, durch lokale Verformungen im UHFB aufgenommen. Diese im frühen Alter eingebauten Spannungen bauen sich nach etwa 100 Tagen infolge des Zugkriechens des UHFB wieder ab. UHFB, der im Verfestigungsbereich gedehnt ist, bildet fein verteilte Mikrorisse in der Matrix, sogenannte Diskontinuitäten, welche die Wasserdichtigkeit der UHFB- Schicht nicht beeinträchtigen. Zur Sicherstellung der Wasserdichtigkeit wird rechnerisch nachgewiesen, dass die Zugdehnung des UHFB im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit kleiner als 0,1 % ist. Die wesentlichen Grundlagen des Tragverhaltens von Stahl-UHFB - Stahlbeton Verbundbauteilen sowie die dazu erforderlichen Materialeigenschaften des UHFB sind für praktisch tätige Ingenieurinnen und Ingenieure in [1] zusammengefasst. 2.2 Entwurfskonzepte für die UHFB-Ertüchtigung von Stahlbetonbrücken Die folgenden Entwurfskonzepte ermöglichen eine Erhöhung des Tragwiderstands von mit Stahl-UHFB ertüchtigten Stahlbetonbrückenbauwerken. Projektziel 1: Wiederherstellung und Erhöhung des Tragwiderstands von Fahrbahnplatten Brückenfahrbahnplatten und ihre Randborde sind hohen Radlasten sowie dem Angriff von Wasser und Chloriden ausgesetzt. Entsprechend besteht ein großer Bedarf an Maßnahmen zur Wiederherstellung und Erhöhung ihrer Tragfähigkeit. Abbildung 2 zeigt das Grundprinzip der Verstärkung von Fahrbahnplatten durch das Auf bringen einer Stahl- UHFB-Schicht auf die bestehende Platte. Fahrbahnplatten tragen Lasten hauptsächlich in Querrichtung. Dementsprechend wird zwischen dem Feldbereich mit positiven Biegemomenten und dem Stützbereich über Stegen oder Kastenträgern mit negativen Biegemomenten unterschieden. Abb. 2. Prinzip zur Erhöhung des Tragwiderstands einer Stahlbeton-Fahrbahnplatte mittels einer Stahl- UHFB-Schicht. Das Hauptziel besteht darin, den Biegetragwiderstand im Bereich negativer Momente wesentlich zu erhöhen durch den Einbau eines starken Stahl-UHFB-Zuggurts. Dadurch wird gemäß Plastizitätstheorie eine Umlagerung der Momente vom Feldbereich in den Stützbereich im Grenzzustand der Tragfähigkeit (ULS) ermöglicht. Die UHFB-Schicht im Druckbereich der positiven Momente führt ebenfalls zu einer Erhöhung des Biegewiderstands, allerdings in geringerem Ausmaß. Der Stahl-UHFB-Zuggurt muss durch eine entsprechend leistungsfähige Druckzone im Beton ausgeglichen werden. Um das Gleichgewicht von Zug- und Druckkräften im Biegequerschnitt sicherzustellen, wird die tatsächliche Druckfestigkeit des Betons ausgenutzt, welche während der meist mehrere Jahrzehnte dauernden Nutzungszeit einer Brücke in der Regel deutlich zugenommen hat (typischerweise um 20 bis 50 % gegenüber der 28-Tage-Druckfestigkeit). Diese bekannte zeitabhängige Festigkeitszunahme wird mithilfe analytischer Ansätze aus Literatur und Normen abgeschätzt und zusätzlich durch zerstörungsfreie Prüfungen am Bauwerk verifiziert. In der Regel kann dadurch auf eine Verstärkung der Druckzone im Bereich negativer Momente verzichtet werden. Durch die Ausbildung eines Stahl-UHFB-Zuggurts wird zugleich der Querkraftwiderstand im Bereich negativer Momente deutlich erhöht, sodass der Nachweis einer ausreichenden Querkrafttragfähigkeit meist erbracht werden kann. Zudem steigert die Stahl-UHFB-Verstärkungsschicht die Steifigkeit der Fahrbahnplatte wesentlich, wodurch die Ermüdungsbeanspruchung der Bewehrungsstäbe und des Betons im ursprünglichen Stahlbetonbauteil reduziert wird. Der Ermüdungsnachweis ist daher in der Regel erfüllt. Projektziel 2: Erhöhung des Tragwiderstands von Brückenträgern Der gezielte Einsatz eines Stahl-UHFB Zuggurts ermöglicht eine erhebliche Steigerung der Tragfähigkeit von Brückenträgern in Längsrichtung, ohne das Eigengewicht des Bauwerks wesentlich zu erhöhen. Darüber hinaus kann auch eine Änderung des statischen Systems sehr wirksam sein. Nachfolgend werden zwei Grundprinzipien beschrieben. Bei statisch unbestimmten Systemen wie Durchlaufträgern wird der Biegetragwiderstand im Bereich negativer Momente durch den Einbau eines kräftigen Stahl-UHFB Zuggurts stark erhöht. Dadurch wird - analog zum Konzept für Fahrbahnplatten - eine plastische Momentenumlagerung vom Feldbereich in die Stützbereiche im Grenzzustand der Tragfähigkeit ermöglicht (Abb. 3). Abb. 3. Prinzip zur Erhöhung des Tragwiderstands durchlaufender Stahlbeton-Brückenträger mittels einer Stahl-UHFB-Schicht durch Einbau eines starken Stahl- UHFB Zuggurts im Bereich der Stützmomente. 7. Brückenkolloquium - September 2026 109 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz Diese Umlagerung von Biegemomenten ist nur möglich, wenn die verstärkten Biegequerschnitte ausreichend duktil sind, was rechnerisch nachgewiesen wird. Hierfür sind häufig nichtlineare Finite-Elemente-Berechnungen hilfreich, wenn die empirischen Regeln der Normen nicht erfüllt werden können. Bei typischen Durchlaufträgern und Kastenträgern mit Spannweiten bis etwa 50 m ist der Verstärkungsbedarf oft hoch. Die Dicke der UHFB-Schicht kann dann auf 100 bis 150 mm anwachsen und zwei Lagen von Bewehrungsstäben großer Durchmesser enthalten. Dieses Prinzip ist insofern effizient, als sich die Tragfähigkeit typischerweise um 15 bis 30 % erhöhen lässt. Auf diese Weise können beispielsweise selbst schwere Schäden wie das Versagen von Spannkabeln infolge Korrosion durch die Stahl-UHFB-Schicht kompensiert werden, ohne zusätzliche Spannglieder einbauen zu müssen. Im Feldbereich eines Durchlaufträgers führt die unter Druck stehende Stahl-UHFB-Schicht lediglich zu einer vergleichsweise geringen Erhöhung des Biegetragwiderstands von etwa 10 %. Ein zusätzlicher Verstärkungsbedarf der Zugzone an der Unterseite von Einfeld- oder Durchlaufträgern kann beispielsweise durch aufgeklebte CFK-Lamellen oder durch das Anbringen von Stahl- UHFB am Untergurt abgedeckt werden. Projektziel 3: Kraftschlüssiges Schließen von Dilatationsfugen mit Schaffung statisch unbestimmter Tragwerke Bei bestehenden Stahlbetonbrücken mit kurzen bis mittleren Spannweiten und Gesamtlängen bis etwa 80 m können sämtliche Dilatationsfugen durch kraftschlüssigen Verschluss mittels UHFB beseitigt werden. Ziel ist die Schaffung statisch unbestimmter Tragwerkssysteme mit erhöhter Steifigkeit und Tragfähigkeit. So können beispielsweise Brücken aus einer Reihe von Einfeldträgern im Auflagerbereich mit Stahl-UHFB monolithisch verbunden und dadurch in ein Durchlaufträgersystem umgewandelt werden, das nach dem Konzept des Projektziels 2 bemessen wird. Abbildung 4 zeigt das Konzept des Fugenverschlusses im Widerlagerbereich einer Einfeldbrücke. Bei widerlagerartigen Stützen mit großen Abmessungen entsteht eine Halbrahmenkonstruktion. Abb. 4. Prinzip des UHFB-Fugenverschlusses in den Widerlagerbereichen einer Einfeldbrücke zur Ausbildung eines Halbrahmens. Durch die Umgestaltung der Trägerendbereiche zu Rahmenecken werden die Biegemomente vom Feldbereich in die Rahmenecken umgelagert. Durch die Ausbildung eines Stahl-UHFB Zuggurts in den Widerlagerzonen sowie einer durchgehenden UHFB-Schicht über die gesamte Fahrbahnplatte werden die Dilatationsfugen und -vorrichtungen eliminiert, und der Stahlbeton ist vor dem Kontakt mit Wasser und Tausalzen geschützt. Abbildung 5 zeigt die Ausbildung eines semi-integralen Widerlagers mittels einer Stahl-UHFB-Verbindung zwischen der Brückenfahrbahnplatte und der Übergangsplatte. Dadurch wird der Brückenendbereich abgedichtet und die Dilatationsfuge mit der Dilatationsvorrichtung beseitigt. Das Tragverhalten der modifizierten Widerlager wird unter Anwendung von Erkenntnissen aus dem Bereich integraler Stahlbetonbrücken sorgfältig untersucht. Abb. 5. Prinzip der Herstellung eines semi-integralen Widerlagers mittels einer Stahl-UHFB-Verbindung zwischen der Brückenfahrbahnplatte und der Schleppplatte. Durch die Ausbildung kraftschlüssiger UHFB-Verbindungen wird das bestehende Tragwerk versteift, wodurch sich auch der Tragwiderstand erhöht. Selbstverständlich müssen die Spannungen im gesamten verstärkten Bauwerk und insbesondere in den durch UHFB verbundenen Bereichen detailliert analysiert werden. Ebenso ist der Kraftfluss im veränderten Tragwerk sorgfältig zu überprüfen. Bei bestehenden Brücken werden die anzusetzenden Verformungen in der Regel hauptsächlich durch Temperaturänderungen verursacht, da Verformungen infolge Schwindens und Kriechens des bestehenden Betons oft vernachlässigbar sind. 3. Zwei Anwendungsbeispiele 3.1 Riddes Viadukt Das 1,2 km lange, 4-spurige Straßenviadukt besteht aus zwei parallel verlaufenden, durchlaufenden Kastenträgern aus Spannbeton und führt seit 1976 über eine Eisenbahnlinie, eine Autobahn und den Rhone-Fluss nahe des Dorfs Riddes in der Schweiz. Nach 40 Jahren Nutzungsdauer bot die Spannbetonkonstruktion eine Vielzahl der für Stahlbeton üblichen Schäden und Mängel: 1) Korrosion von Spanngliedern mit einzelnen Drahtbrüchen, 2) Korrosion von Betonstahlbewehrungen vor allem im Bereich der Fahrbahnplatte, 3) Betonschäden infolge Alkali-Aggregat-Reaktion, und 4) ungenügende rechnerische Tragsicherheit, vor allem bezüglich des Biegetragwiderstands des Kastenträgers und der Fahrbahnplatte. 110 7. Brückenkolloquium - September 2026 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz Als sichernde Sofortmaßnahme musste das Viadukt im Sommer 2019 für Lastwagen gesperrt werden. Um die Funktionstüchtigkeit und die Nutzung des Viadukts in möglichst kurzer Zeit wiederherzustellen, bot sich die Instandsetzung und Verstärkung des Brückentragwerks in Spannbeton mit Hilfe der UHFB-Technologie an. Abb. 6. Der insgesamt 1.2km lange Straßenviadukt von 1976 ist als durchlaufender Zwillings-Kastenträger aus Spannbeton gebaut. Der rechte Bildteil zeigt die automatisierte UHFB-Fertigmischanlage. (Foto: E. Brühwiler 11. Juni 2021) Das Ziel der Erhaltungsmaßnahmen bestand darin, den Biegetragwiderstand des Kastenträgers zu erhöhen, um folgende, aufgrund des Bauwerkszustands angenommene und zu erwartende Verluste des Tragwiderstands zu kompensieren: (1) Verlust von 1/ 6 der Vorspannung, (2) 30 % Reduktion der Betondruckfestigkeit infolge AAR und (3) lokale Schäden der Fahrbahnplatte. Zusätzlich musste die UHFB-Verstärkung auch die Anforderungen des heute geltenden Straßenlastmodels abdecken. Schließlich waren auch eine Erdbebenertüchtigung sowie eine Erneuerung von Ausrüstungsteilen (Brückenlager, Dilatationsvorrichtungen, Leitschranken) notwendig. Das Maßnahmenkonzept basierte auf den Projektzielen 1 und 2 gemäß Kapitel 2.2. Die Vorbemessung erfolgte nach [1, 2] und das Ausführungsprojekt wurde mit einer nicht-linearen FE-Analyse detailliert untersucht und nachgewiesen. Die UHFB-Arbeiten wurden vom Mai bis Oktober 2021 ausgeführt (Abbildungen 6 bis 8). Im November 2021 konnte das Viadukt ohne Lastbeschränkung wieder dem Straßenverkehr übergeben werden. Zur Überwachung der weiteren Entwicklung der AAR-Schädigung wurde ein gezieltes Monitoring installiert. neben dem Viadukt. Abb. 7. Maschineller Einbau der 50 mm (im Feldbereich) und 80 mm (im Stützbereich) starken UHFB- Schicht auf der Fahrbahnplatte des Kastenträgers. Insgesamt wurde eine Fläche von 24‘000 m² Fahrbahnplatte mit UHFB beschichtet. Die Einbaumaschine ist ein massiver Vibrierbalken, welcher den zähflüssigen thixotropen Frisch-UHFB mit Gefälleeignung mit der erforderlichen Präzision einbringt. (Foto: E. Brühwiler 11. Juni 2021) Abb. 8. Der mit Höchstdruckwasser vorbereitete Betonuntergrund muss mattfeucht sein, weshalb er kurz vor dem UHFB-Einbau nochmals befeuchtet wird (siehe Bildteil rechts). Der eingebaute UHFB muss sofort nachbehandelt werden mit einem Curing-Mittel (siehe Bildteil links) und einer Abdeckung mit einer Plastikfolie. (Foto: E. Brühwiler 11. Juni 2021) Die Gesamtkosten von umgerechnet 22 Millionen Euro für die Ertüchtigung des Spannbetonviadukts waren etwa 3bis 4-mal geringer als die geschätzten Kosten einer „Abriss-Ersatzneubau“ Variante. Von diesen Kosten betrafen etwa 35 % die UHFB-Arbeiten, in denen die UHFB-Baustoffkosten zu etwa 1/ 3 enthalten sind. An der UHFB-Ausführung Beteiligte: Bundesamt für Strassen (ASTRA) und Kanton Wallis (Bauherrschaft); Ingphi Ingenieure Lausanne (Ausführungsprojekt und Bauleitung); Walo Bertschinger AG (UHFB-Arbeiten); Ciments Vigier SA (UHFB-Lieferant). 3.2 Illas Bogenbrücke Die Illas-Brücke ist eine Bogenbrücke aus Stahlbeton mit einer Bogenspannweite von 82,8m mit aufgeständerter Fahrbahn eine Gesamtlänge von 129,3m (Abb. 9). Die im Grundriss gerade Brücke überspannt eine 120m tiefe Schlucht in Stalden (Kanton Wallis) in der Schweiz und 7. Brückenkolloquium - September 2026 111 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz wurde 1959 für Straßen- und Fußgängerverkehr in Betrieb genommen. Nachdem die Stahlbetonkonstruktion bereits vor 30 Jahren instandgesetzt wurde, zeigen sich wiederum die für die Stahlbetonbauweise üblichen Schäden in Form von Korrosion von Betonstahlbewehrungen vor allem im Bereich der Fahrbahnplatte. Glücklicherweise war das Schadensbild infolge Alkali-Aggregat-Reaktion noch unkritisch. Zudem bestand ein rechnerischer Bedarf zur Verstärkung der Fahrbahnplatte und die beidseitig auskragenden Gehwegbereiche wurden geringfügig verbreitert. An den beiden Brückenenden waren die Dilatationsvorrichtungen undicht, was zu entsprechenden Schäden im Widerlagerbereich geführt hat. Abb. 9. Ansicht der Bogenbrücke vor der UHFB-Ertüchtigung (Foto: E. Brühwiler, 2019). Zur Behebung dieser Schäden und Mängel erwies sich die UHFB-Technologie als die technisch effizienteste und kostengünstigste Variante. Dabei wird das in Kapitel 2.2 erwähnte Prinzip der Instandsetzung, Verstärkung und Abdichtung der Fahrbahnplatte umgesetzt. Zudem wurden die beiden ursprünglichen Dilatationsvorrichtungen an den Brückenenden aufgehoben, indem die Widerlager mit Hilfe eines neuen, massiven UHFB-Beton Bauteils in eine semi-integrale Konstruktion gemäß dem Prinzip der Abbildung 5 umgebaut werden. Dadurch konnten Baukosten (für Dilatationsvorrichtungen) eingespart und der große Aufwand für den Unterhalt von Dilatationsfugen vermieden werden. Die UHFB-Verstärkung der Fahrbahnplatte erfüllt die Anforderungen des heute geltenden Straßenlastmodels. Die Vorbemessung der UHFB-Verstärkung erfolgte nach den einfachen analytischen Modellen. Das Ausführungsprojekt wurde mit einer nicht-linearen FE-Analyse detailliert untersucht und nachgewiesen, insbesondere das Tragverhalten der neuen semi-integralen Widerlager infolge der Temperaturbewegungen der rund 130m langen Fahrbahnplatte. Die UHFB-Arbeiten wurden im Monat Juni 2024 ausgeführt (Bild 10). Abb. 10. Einbau des Frisch-UHFB auf der Straßenfläche (Foto: E. Brühwiler, 18. Juni 2024) und danach auf den seitlichen Gehwegflächen. An der UHFB-Ausführung Beteiligte: Kanton Wallis (Bauherrschaft); Sollertia und SBP Ingenieure Monthey und Raron (Ausführungsprojekt und Bauleitung); Walo Bertschinger AG (UHFB-Arbeiten); Holcim AG (UHFB- Lieferant). 4. Bilanzierung der ausgeführten UHFB- Anwendungen in der Schweiz 4.1 Datenbank Der Baustoff UHFB wird in der Schweiz seit dem Jahr 2004 verbaut. Ende 2018 haben der Schreibende und sein Team eine Datenbank und Internetseite eröffnet, um die ausgeführten UHFB-Projekte aufzulisten mit dem Ziel, einen Überblick über die Implementierung der neuen UHFB- Technologie in der Schweizer Baupraxis zu gewinnen. Diese Datenbank wurde so umfassend wie möglich erfasst. Jedoch darf nicht davon ausgegangen werden, dass die Datenbank vollständig ist. Während der Autor bis etwa 2016 in allen UHFB-Projekten mehr oder weniger stark involviert war und somit die entsprechenden Daten für diese Zeitspanne vollständig sein dürften, hing die Vollständigkeit der Datenbank danach davon ab, ob die jeweiligen Projektverantwortlichen von der Existenz der Datenbank Kenntnis hatten und die projektspezifischen Angaben auch meldeten. Ab 2022 konnte aus logistischen und organisatorischen Gründen die Datenbank nicht mehr im gewünschten Ausmaß gepflegt werden, sodass davon auszugehen ist, dass eine beträchtliche Anzahl der in den letzten beiden Jahren ausgeführten UHFB-Projekte nicht in die hier ausgewertete Datenbank aufgenommen wurden. Dennoch soll nachstehend die Datenbank mit insgesamt 374 eingetragenen, ausgeführten UHFB-Projekten in der Schweiz ausgewertet werden. Obwohl davon ausgegangen werden darf, dass per Sommer 2026 deutlich mehr als 400 UHFB-Anwendungen ausgeführt worden sind, dürfte die Bilanzierung der vorliegenden Datenbank dennoch ein repräsentatives Bild der UHFB-Anwendungen in der Schweiz reflektieren. 112 7. Brückenkolloquium - September 2026 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz 4.2 Auswertung der Datenbank Von den 374 ausgewerteten Anwendungen betreffen nur 24 (oder 6,4 %) den Neubau. Die dominierende Anzahl Anwendungen von 350 Projekten (oder 93,6 %) betrifft die Ertüchtigung von schad- und mangelhaften Bauwerken aus Stahlbeton, vor allem Stahlbetonbrücken. Bei 102 (27,3 %) ausgeführten UHFB-Projekten wurden pro Projekt mehr als 20m 3 UHFB verbaut, bei 31 Projekten (8,3 %) waren es mehr als 100m 3 , bei 16 Projekten (4,3 %) mehr als 200m 3 und bei 3 Großprojekten (0,8 %) wurden mehr als 1‘000m 3 UHFB verbaut. Bei den meisten UHFB-Anwendungen (59 %) handelt es sich - wie der Brückenpopulation erwartet - um relative kleine Bauwerke, bei denen weniger als 20m 3 UHFB verbaut wurden. Die Aufteilung der Anwendungen auf die Bauwerksarten in Tabelle 1 zeigt, dass die große Mehrzahl der UHFB-Anwendungen Straßenbrücken betreffen, gefolgt von Gebäuden, Bahnbrücken und Fußgängerbrücken mit ähnlichen Anteilen. 10 % aller UHFB-Anwendungen betreffen spezielle Projekte für Bauwerke des Wasserbaus, von Wasserkraftanlagen, Industrieböden, Behälter sowie den Straßenbau (Bushaltestellen) und Bahnwegbau. Tab. 1. UHFB-Anwendungen aufgeteilt in Bauwerksarten. Bauwerksart Anzahl ausgeführte UHFB-Projekte absolut prozentual Strassenbrücken 214 57 % Bahnbrücken 45 12 % Fussgängerbrücken 23 6 % Gebäude 54 15 % Andere Anwendungen 39 10 % Total: 374 100 % Die UHFB-Anwendungen zur Ertüchtigung von bestehenden Stahlbetonbauwerken betreffen in 62 % der Fälle Abdichtungen von Platten v.a. von Brücken, aber auch von Industrie- und Hochbauten. Bei 30 % der Projekte handelt es sich um Verstärkungen (meistens kombiniert mit der Abdichtungsfunktion) von Fahrbahnplatten und Trägern von Brücken sowie des Hochbaus mit dem Ziel, den Biege-, Querkraft- und Durchstanz-Tragwiderstand sowie den Ermüdungswiderstand zu erhöhen, teilweise um mehr als 25 %, gemäß Konzepten in Kapitel 2.2. 8 % der UHFB-Beschichtungen von Stahlbetonbauteilen betreffen spezielle Anwendungen, welche die UHFB- Eigenschaften wie hoher Abrasions-Widerstand (Bauwerke des Wasserbaus und von Wasserkraftanlagen), hohe Beständigkeit gegenüber aggressiven Flüssigkeiten und neuartige Methoden der Oberflächenbearbeitung (Industrieböden, Bushaltestellen) ausnutzen. Auf der Zeitschiene lassen sich drei Phasen der Implementierung der UHFB-Technologie in die Baupraxis erkennen (Abb. 11): Abb. 11. UHFB-Anwendungen auf der Zeitschiene mit Aufteilung in drei Phasen. 1: Pilotphase: Die ersten rund 10 Jahre kann als Phase der Pilotanwendungen bezeichnet werden. In dieser Phase wurden insgesamt nur 25 Anwendungen ausgeführt, in der Regel 1-2 Anwendungen pro Jahr, wobei das Jahr 2009 mit 9 Anwendungen eine Ausnahme darstellt, welche die darauffolgende Phase bereits ankündigte. In dieser ersten Phase wurde die UHFB-Technologie nach dem 1-Schritt-Vorgehen eingeführt, d. h. mit jeder neuen Pilotanwendung wurde, basierend auf den vorhergehenden Erfahrungen, nur ein zusätzlicher, neuer Aspekt angefügt und umgesetzt. Dadurch konnte das Risiko von Misserfolgen, die in dieser ersten Phase fatal gewesen wären, gut beherrschbar und somit klein gehalten werden. Dieses Vorgehen hat sich bewährt, denn es kam zu keinem Misserfolg, und gewisse Imperfektionen der Ausführung hielten sich im annehmbaren Rahmen oder konnten behoben werden. In dieser Phase war der Autor in allen Projekten involviert, in der Regel vom Konzept bis zur Qualitätssicherung auf der Baustelle. 2: Konsolidierungsphase: Während den 5 Jahren von 2013 - 2017 wurde die UHFB-Technologie konsolidiert und optimiert bei durchschnittlich etwa 20 Anwendungen pro Jahr. Die Optimierungen betrafen insbesondere die Baulogistik und die Gerätschaft für den Einbau des UHFB auf der Baustelle. Für die bisher größte Anwendung, die Ertüchtigung der 2,1km langen Chillon-Autobahnviadukte in den Jahren 2014/ 15 mussten neue Lösungen gefunden werden für die Herstellung großer Mengen von Frisch-UHFB auf der Baustelle und den maschinellen Einbau auf insgesamt 45‘000 m 2 Brückenplattenflächen in relativ kurzer Zeit. Diese Phase diente auch dazu, ein Regelwerk unter Einpflegung der bisherigen Praxiserfahrungen zu erarbeiten und anfangs 2016 zu veröffentlichen [2]. In dieser Phase haben nicht nur alle großen Schweizer Baufirmen, sondern auch zahlreiche kleine Baufirmen, die UHFB- Technologie ausgeführt. Bei den meisten, wichtigen Anwendungen war der Autor als Fachplaner und Berater involviert. 3: Phase der Regelbauweise: Ab 2018 ist der positive Einfluss der Einführung des Schweizer UHFB Regelwerks SIA 2052 in der Baupraxis erkennbar, denn seither wurden etwa 45 Anwendungen pro Jahr ausgeführt. Auf Sei- 7. Brückenkolloquium - September 2026 113 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz ten der Planer sind es nun nicht mehr nur die innovativen Ingenieurbüros, sondern auch die Normumsetzer, welche, in vielen Fällen auf „Wunsch“ der Auftraggebenden Bauwerkseigentümer, die UHFB-Technologie in ihren Projekten umsetzten. In der Baupraxis hat sich ein UHFB-Markt entwickelt, indem bei Ausschreibungen mehrere, sich konkurrenzierende Offerten von hoher Qualität angeboten und danach auch im Rahmen des Angebots ausgeführt wurden. In dieser Phase hat der Schreibende zahlreiche Projekte mitbestimmt und begleitet, konnte jedoch nicht mehr von allen Projekten Kenntnis nehmen. Aktuell dürften in der Schweiz mehr als 50 UHFB-Anwendungen pro Jahr in Ausführung sein. Aufgrund dieser großen Anzahl von Ausführungen wurde die systematische Weiterführung der Datenbank schwierig. Mit Abnahme der Zuverlässigkeit der Datenbank nimmt auch die Relevanz der Datenbank ab. 5. Aspekte der Nachhaltigkeit UHFB besteht im Wesentlichen aus Stahl und Zement und könnte auch als «zementgebundener Stahl» bezeichnet werden. Folglich sind der Energieaufwand und CO 2 - Ausstoss pro kg UHFB im Vergleich zu anderen Baustoffen sehr hoch. Dennoch werden die Prinzipien der Nachhaltigkeit durch den gezielten Einsatz von UHFB sehr gut eingehalten. Denn UHFB ist ein Hochleistungsbaustoff, mit welchem die geforderte technische Leistungsfähigkeit von bestehenden Bauwerken mit vergleichsweise geringen Materialmengen, d. h. relativ dünnen UHFB-Schichtstärken, erreicht oder gar wesentlich gesteigert werden kann. Bei der Ertüchtigung bestehender Stahlbetonbauwerke wird das Tragwerk mit Stahl-UHFB derart instandgesetzt, verstärkt und vor Umwelteinflüssen (Wasser, Tausalzen) geschützt, sodass die bestehenden Bauwerke für eine nächste lange Nutzungsdauer genügen unter Erfüllung der in Zukunft geltenden Nutzungsanforderungen werden. Die UHFB-ertüchtigte Bauwerke können aus technischer Sicht gar als neuwertig bewertet werden, da sie gleichen Normlasten wie Neubauten tragen können, und die Dauerhaftigkeit ist sogar besser als bei traditionellem Stahlbeton, weil durch die UHFB-Ertüchtigung der bestehende Stahlbeton nicht mehr in Kontakt mit Wasser und Chloridionen kommen kann. Durch die UHFB-Ertüchtigung der bestehenden Bauwerke werden die bereits bei der Erstellung verbauten Materialressourcen, unter Einsatz einer vergleichsweise geringen UHFB-Menge, während einer sehr langen, weiteren Dauer genutzt. Die bestehende Bausubstanz wird dabei als wertvolle Ressource verstanden und mit dem gezielten Einsatz von UHFB aufgewertet. Zudem ist das Ertüchtigen bestehender Bauwerke mit Hilfe von UHFB deutlich baukostengünstiger als das „Abriss-Ersatzneubauen“, das gerade in Deutschland der Regelfall zu sein scheint. Schließlich werden dank der UHFB-Technologie auch die baukulturellen Werte bestehender Stahlbetonbauwerke erhalten, beispielsweise die in Kap. 3.2 beschriebene Illas-Brücke des berühmten Schweizer Ingenieurs Alexandre Sarrasin, der in der Westschweiz im 20. Jahrhundert den Stahlbetonbau stark geprägt hatte. Die Illas-Brücke weist auch hohe ästhetische Qualitäten und einen hohen Situationswert auf, die nun dank des sanften, kaum sichtbaren UHFB-Eingriffs erhalten bleiben. 6. Folgerungen Mit dem zementgebundenen Ultra-Hochleistungs-Faserverbund-Baustoff UHFB steht ein neuartiger Baustoff zur Verfügung, der die Hochleistungsbaustoffe Zement und Stahl effizient kombiniert und sich dank seiner hohen mechanischen Festigkeit und Dauerhaftigkeit insbesondere für den Einsatz bei Infrastrukturbauwerken eignet. Bestehende Stahlbetonbrücken werden mit Hilfe von UHFB technisch effizient und kostengünstig sowie klimaschonend und nachhaltig instandgesetzt, verstärkt und im Hinblick auf eine lange Nutzungsdauer ertüchtigt. Die Erfahrungen in der Schweiz aus mehreren Hundert Anwendungen bieten eine solide Grundlage, um die Technologie auch in anderen Ländern anzuwenden. Dadurch könnten viele Stahlbetonbauten erhalten bleiben. Die drei wesentlichen Erkenntnisse, die aus den Erfahrungen bei der Umsetzung der UHFB-Bauweise „von der Idee übers Labor in die Praxis“ seit 2004 gezogen werden können, sind in [3] beschrieben. Die Erneuerung von Stahlbetonbrücken mit Hilfe von UHFB ist hinsichtlich der Nachhaltigkeit von Bauwerken bedeutend, da bereits verbaute und genutzte Baustoff-Ressourcen weiterverwendet werden. Dies ist im Sinne eines haushälterischen Umgangs mit Ressourcen und einem respektvollen Umgang mit den von unseren Vorgängern erstellten Bauwerken nicht nur sinnvoll, sondern auch aus Kostengründen notwendig. 7. Ausblick: UHFB-Ertüchtigung außerhalb der Schweiz Die zahlreichen UHFB-Anwendungen in der Schweiz stellen, bezogen auf die Größe des Landes, die weltweit größte Dichte von UHFB-Anwendungen dar. Die im Ausland oft als „Swiss UHPFRC Method“ bezeichnete Methode der Ertüchtigung bestehender Stahlbetonbrücken mit Hilfe von UHFB wird seit wenigen Jahren nun auch außerhalb der Schweiz eingesetzt, in mehreren Fällen unter Anleitung und Beratung durch den Autor und/ oder durch Schweizer Baufirmen: - Im Jahr 2014 wurde in Japan die Methode erstmals zur Ertüchtigung einer Straßenbrücke angewendet. In China gibt es erste Anwendungen seit 2016. - In Europa wurde die UHFB-Methode in Frankreich in den Jahren 2021-23 auf zwei Autobahnbrücken von 100m und 500m Länge sowie in Einzelfällen in der Tschechei, Belgien, Österreich und Deutschland ausgeführt. - In den USA kam es 2016 zu einer ersten Pilotanwendung, und nach einigen Jahren der „Skepsis“ wird heu- 114 7. Brückenkolloquium - September 2026 Erfahrungen mit der UHFB-Ertüchtigung von Brücken in der Schweiz te in den USA die UHFB-Ertüchtigung von Brücken vermehrt angewendet. Der bisherige Höhepunkt ist die UHFB-Ertüchtigung der Fahrbahnplatte der 3‘290m langen Delaware Memorial Bridge, eine Hängebrücke des Schweizer Ingenieurs Othmar Ammann von 1951, die 2023/ 24 mit Schweizer UHFB-Technologie und Know-how ertüchtigt wurde. - Weitere Länder wie z. B. Indien haben kürzlich Pilotanwendungen ausgeführt. Andere Länder bereiten erste Anwendungen vor. Bei der Umsetzung der Swiss UHPFRC Method im Ausland genießen die Schweizer UHFB-Regelwerke eine gewisse Popularität. Beispielsweise wurde die SIA 2052 in Teilen oder vollständig in mehrere Sprachen übersetzt. Dank Die Entwicklung und Umsetzung der UHFB-Technologie in der Schweiz ist das Ergebnis einer konstruktiven und zukunftsgerichteten Zusammenarbeit zahlreicher Personen aus Forschung, Baupraxis und Bauwerkseigentümerschaften [4-6]. Der Autor dankt allen Personen, die zum Erfolg der UHFB-Bauweise sowohl zur Ertüchtigung bestehender Bauwerke als auch für den Neubau beigetragen haben. Diese Personen zeichnen sich durch Weitsicht, Innovationskraft und ein starkes Engagement für das Neue aus. Literatur [1] ASTRA Dokumentation 8202231 (2023), «UHFB für die Erhaltung und den Bau von Kunstbauten», Bundesamt für Strassen, (Autor: E.Brühwiler) https: / / www.astra.admin.ch/ dam/ astra/ de/ dokumente/ standards_fuer_nationalstrassen/ ast-ra_82022_uhfb_fuer_die_erhaltung_und_den_ bau_von_kunstbauten.pdf.download.pdf/ 82022d. pdf [2] Technische Spezifikation SIA 2052 (2026) UHFB: Baustoffe, Bemessung und Ausführung, Schweizer Ingenieur- und Architektenverein SIA, Zürich. (früher: Merkblatt SIA 2052 (2016)) [3] Brühwiler, E. (2022) Erneuerung von Stahlbetonbrücken mithilfe von UHFB, Beton- und Stahlbetonbau, Vol. 117, Heft 9, S. 720-732. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202200041 [4] Habel, K., Denarié, E., Brühwiler, E. (2005) Bauteile aus ultrahochleistungsfähigem Faserbeton (UHPFRC) und traditionellem Stahlbeton - Eine innovative Lösung zur Instandsetzung und Veränderung bestehender Betonbauten, Beton- und Stahlbetonbau 100, Heft 2, S. 124-131. [5] Oesterlee, C., Brühwiler, E., Denarié, E. (2009) Tragverhalten von Verbundbauteilen aus bewehrtem UHFB und Stahlbeton, Beton- und Stahlbetonbau, Nr. 104, Heft 8, pp. 462-470. [6] Brühwiler, E., Denarié, E. (2013) Stahl-UHFB - Stahlbeton Verbundbauweise zur Verstärkung von bestehenden Stahlbetonbauteilen mit Ultra-Hochleistungs-Faserbeton (UHFB), Beton- und Stahlbetonbau, Jahrgang 108, Heft 4, S.216-226. 7. Brückenkolloquium - September 2026 115 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten Univ.-Prof. Dr.-Ing. Vincent Oettel Technische Universität Braunschweig, Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB), Fachgebiet Massivbau Marvin Wilkening, M. Eng. Technische Universität Braunschweig, Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB), Fachgebiet Massivbau Michelle Pfeifer, M. Sc. Technische Universität Braunschweig, Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB), Fachgebiet Massivbau Zusammenfassung Aufgrund von steigenden Verkehrsbelastungen, Bemessungsmängeln und Alterung müssen viele Stahlbeton- und Spannbetonbrücken langfristig ersetzt oder verstärkt werden. Verstärkungsmaßnahmen sind dabei häufig die nachhaltigste und wirtschaftlichste Lösung. Eine äußerst effektive Maßnahme ist die nachträgliche Auf betonergänzung mit ultrahochfestem Stahlfaserbeton (UHFB). Aufgrund der hohen Festigkeit und Dauerhaftigkeit kann UHFB als direkt befahrene Fahrbahnplatte eingesetzt werden, sodass kein zusätzliches Eigengewicht und somit keine höheren Beanspruchungen in der Brücke und im Baugrund auftreten. Voraussetzung für ein monolithisches Tragverhalten ist ein zuverlässiger Verbund zwischen Altbeton (NB) und UHFB. Aus zeitlichen und wirtschaftlichen Gründen sollte dieser Verbund möglichst ohne zusätzliche Verbundbewehrung realisiert werden. Der Beitrag thematisiert die Verbundfugentragfähigkeit von UHFB- NB-Verbundfugen unter monoton steigender sowie zyklischer Schubbeanspruchung und legt deren rechnerische Bestimmung dar. Darüber hinaus werden die Auswirkungen einer UHFB-Auf betonschicht auf die Steifigkeiten sowie auf das Biege- und Querkrafttragverhalten von Brücken sowohl anhand experimenteller Versuchsbalken als auch rechnerisch anhand einer beispielhaften Stahlbetonbrücke dargelegt. 1. Einführung Infolge zunehmender Verkehrs- und Schwerlast-belastungen, konstruktiver und bemessungstechnischer Mängel sowie Bauwerksalterung weisen zahlreiche Stahlbeton- und Spannbetonbrücken eine unzureichende Tragfähigkeit auf. Mittelfristig müssen diese Brücken ersetzt oder verstärkt werden. Dabei ist der Erhalt bestehender Brücken mittels Verstärkung i. d. R. die nachhaltigere, wirtschaftlichere und schnellere Lösung. Eine effektive Verstärkungsmaßnahme stellt eine Auf betonergänzung aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) dar. UHFB zeichnet sich durch eine hohe Steifigkeit, Festigkeit und Dauerhaftigkeit gegenüber mechanischen und chemischen Beanspruchungen aus. Daher bietet er sehr gute Voraussetzungen für die Verstärkung von Brücken (z.-B. [1], [2], [3]). Aufgrund der hohen Festigkeit von UHFB kann die Schichtdicke des Aufbetons sehr gering gehalten werden. Zudem kann der UHFB-Auf beton aufgrund seiner hohen Widerstandsfähigkeit gegen Expositionen direkt befahren werden, sodass nach der Verstärkungsmaßnahme der Brückenbelag nicht wiederhergestellt werden muss. Dadurch bleibt das Eigengewicht des Überbaus nahezu unverändert und es entstehen keine höheren Belastungen für das Bauwerk und den Baugrund. Darüber hinaus können durch den Erhalt der Bestandsbrücken mittels UHFB-Auf beton im Vergleich zu einem Ersatzneubau enorme Ressourcen und Treibhausgasemissionen eingespart werden, wodurch eine sehr hohe Nachhaltigkeit erzielt wird [4]. Die Maßnahme trägt zudem zur Stabilisierung des Verkehrsnetzes bei und leistet somit einen Beitrag zur Sicherung der Mobilität. Insbesondere bei repräsentativen Brücken ermöglicht diese Maßnahme eine nachhaltige Bewahrung und Sicherung des baukulturellen Erbes [2]. Um ein quasi monolithisches Bauteilverhalten und somit eine effektive Verstärkung von Bestandsbrücken zu erreichen, ist eine schubfeste Verbindung zwischen dem normalfesten Altbeton (NB) und dem UHFB unerlässlich. Bei einer ausreichenden Vorbehandlung der Fugenoberfläche des normalfesten Altbetons tritt aufgrund der hervorragenden Haftzugfestigkeit des UHFB eine sehr hohe Verbundfugentragfähigkeit auf, sodass oftmals auf eine fugenkreuzende Verbundbewehrung verzichtet werden kann. Dies reduziert den Zeit- und Kostenaufwand für die Verstärkungsmaßnahme erheblich. Im Folgenden werden die Quantifizierung der Tragfähigkeit der Verbundfuge und die Auswirkungen einer UHFB-Auf betonschicht auf die Steifigkeiten und Tragfähigkeiten von Bestandsbrücken näher beleuchtet. 2. Verbundfugentragfähigkeit 2.1 Allgemeines Zwischen dem UHFB-Auf beton und dem NB ist ein ausreichend hoher und dauerhafter Verbund herzustellen, der den statischen und dynamischen Beanspruchungen sowie 116 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten den Zwangsbeanspruchungen (aus Schwinden und Temperaturänderungen) standhalten muss, ohne dass schädliche Risse oder Ablösungen entstehen [5]. Nachfolgend wird auf das Tragverhalten von UHFB-NB-Verbundfugen in Abhängigkeit von der Fugenrauigkeit und deren rechnerischer Bestimmung näher eingegangen. Dabei wird zwischen monoton steigender („statischer“) und zyklischer Beanspruchung unterschieden. 2.2 Tragfähigkeit unter „statischer“ Beanspruchung Die Schubtragfähigkeit von UHFB-NB-Verbundfugen unter monoton steigender Beanspruchung wurde in experimentellen Untersuchungen bisher meist anhand von kleinformatigen ein- oder zweischnittigen Schubversuchen ermittelt (u.-a. [6], [7]). Die Untersuchungen ergaben, dass neben der Fugenrauigkeit, die den maßgeblichen positiven Einflussfaktor auf die Tragfähigkeit darstellt, auch der Zustand des NB, eine vorgenässte NB- Oberfläche und ein höherer UHFB-Stahlfasergehalt die übertragbaren Schubspannungen beeinflussen. In Abhängigkeit der Fugenrauigkeit ergeben sich unterschiedliche Versagensarten (Abb. 1). Bei sehr glatten und glatten Fugen tritt i. d. R. ein adhäsives Versagen an der Fugengrenzfläche auf. Bei rauen Fugen kommt in einigen Bereichen ein kohäsives Versagen hinzu, sodass von einem Mischversagen gesprochen wird. Bei sehr rauen bzw. verzahnten Fugen kommt es i.-d.-R. zu einem rein kohäsiven Versagen im Altbeton. In diesem Fall hängt die aufnehmbare Schubspannung in der UHFB-NB-Verbundfuge ausschließlich von der Schubbzw. Zugfestigkeit des NB ab. Abb. 1: Draufsicht auf die Verbundfuge von UHFB- NB-Schubversuchen nach Versuchsende mit Adhäsionsversagen einer sehr glatten Fuge (links), Mischversagen einer rauen Fuge (Mitte) und Kohäsionsversagen einer sehr rauen Fuge (rechts) [13] Die verschiedenen Versagensarten lassen sich auf die chemische Bindung (Adhäsion bzw. Reaktion von frischem UHFB mit dem erhärteten NB) und die mechanische Verzahnung (Rauigkeit der NB-Oberfläche) zurückführen. Mit zunehmender NB-Fugenrauigkeit steigt die mechanische Verzahnung. Bei sehr rauen Fugenoberflächen können zudem Stahlfasern in Vertiefungen eindringen und durch Dübelwirkung die Verbundkräfte weiter erhöhen [8], [9]. Da die Anwendung von UHFB zur Instandsetzung und Verstärkung im Beton- und Stahlbetonbau noch vergleichsweise neu ist, verfügen derzeitig lediglich die Schweiz (SIA 205 [10]), Tschechien (TP 267 [11]) und Österreich (ÖBV-Richtlinie [12] (ÖBV-RL)) über nationale Regelungen für diesen Anwendungsbereich von UHFB-Auf beton. Wird die NB-Fugenoberfläche ausreichend aufgeraut und anschließend sorgfältig gereinigt sowie vorgenässt, so kann nach SIA 2052 und TP 267 auf einen Nachweis der Schubkraftübertragung in UHFB- NB-Verbundfugen verzichtet werden (es wird davon ausgegangen, dass ein Kohäsionsversagen in NB auftritt). Demgegenüber ist nach ÖBV-RL ein rechnerischer Nachweis zur Schubkraftübertragung in UHFB-NB-Verbundfugen ohne fugenkreuzende Bewehrung erforderlich. Die ÖBV-RL begrenzt die einwirkende Schubspannung ν Ed auf den Schubwiderstand ν Rd : (1) Mit: c Adhäsionsfaktor in Abhängigkeit der Fugenrauigkeit (s. [12]) f ck,mean Mittelwert der charakteristischen Betondruckfestigkeit von UHFB und NB μ Reibungsbeiwert in Abhängigkeit der Fugenrauigkeit (s. [12]) σ n minimale Normalspannung rechtwinklig zur Fuge, die gleichzeitig mit der Querkraft wirken kann γ c Teilsicherheitsbeiwert für Beton (s. [12]) Werden plattenartige Tragwerke oberseitig durch eine UHFB-Auf betonschicht mit einer sehr rauen bzw. verzahnten Verbundfuge ergänzt, darf der Tragfähigkeitsnachweis der Verbundfuge wie folgt geführt werden: (2) Mit: f (ctm,NB) Zugfestigkeit des Normalbetons γ c Teilsicherheitsbeiwert für Beton (s. [12]) In Abb. 2 wurden die experimentellen Ergebnisse der derzeit verfügbaren Schubversuche mit UHFB-NB-Verbundfuge unter monoton steigender Beanspruchung mit dem Ansatz nach ÖBV-RL (Gl.-(1)) auf Mittelwertniveau verglichen. Dabei wurde die Modellsicherheit γ mod -=-ν exp ⁄ ν cal (experimenteller Wert dividiert durch den rechnerischen Wert) in Abhängigkeit der mittleren Druckfestigkeit des UHFB f cm,UHFB aufgetragen. Es zeigt sich, dass nahezu alle Werte oberhalb von 1,0 auf der sichereren Seite liegen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 117 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten Abb. 2: Vergleich der experimentellen und rechnerischen Schubtragfähigkeit der Schubversuche an UHFB-NB- Verbundfugen unter monoton steigender Belastung [13] Für die derzeit für Deutschland in der Bearbeitung befindliche DAfStb-Richtlinie für UHFB [5] wird angestrebt, den Ansatz für die Schubkraftübertragung in Verbundfugen nach DIN EN 1992-1-1 inkl. NA (EC2) [14], [15] zu verwenden. Untersuchungen nach [13] zeigen, dass der Ansatz nach EC2 generell auch bei UHFB- NB-Verbundfugen angewendet werden kann, dieser jedoch größere Streuungen als der Ansatz nach ÖBV-RL (Gl.-(1)) aufweist. 2.3 Tragfähigkeit unter zyklischer Beanspruchung Da Brücken insbesondere zyklischen Belastungen durch den Verkehr ausgesetzt sind, wird nachfolgend das Verbundtragverhalten unter zyklischer Beanspruchung näher betrachtet. Hierbei ist zu beachten, dass bisher nur sehr wenige experimentelle Schubversuche unter zyklischer Belastung durchgeführt wurden. Die zyklischen Schubversuche zeigen, dass äquivalente Versagensarten zu den Versuchen unter monoton steigender Beanspruchung auftreten. Bei sehr geringen Fugenrauigkeiten tritt ein Adhäsionsversagen, bei mittleren Rauigkeiten ein Mischversagen und bei großen Rauigkeiten ein Kohäsionsversagen auf ([16]-[18]). Hinsichtlich der Tragfähigkeit bzw. dem Ermüdungswiderstand zeigen die zyklischen Versuche, dass sehr glatte und glatte UHFB-NB-Verbundfugen einen sehr geringen Ermüdungswiderstand haben, wohingegen raue und sehr raue UHFB-NB-Verbundfugen einen verhältnismäßig hohen Ermüdungswiderstand aufweisen. In den zuvor genannten Richtlinien SIA 205, TP 267 und ÖBV-RL sind keine Ansätze zum Nachweis des Ermüdungswiderstands von UHFB-NB-Verbundfugen unter zyklischer Beanspruchung enthalten. Da die UHFB-NB-Verbundfugen i.- d.- R. maßgeblich durch Schub beansprucht werden, wurde in [13] ein Goodmann-Diagramm in Anlehnung an den Ermüdungsnachweis nach EC2 [14], [15] für zyklisch auf Querkraft beanspruchte Bauteile ohne Querkraftbewehrung entwickelt. Ein ausreichender Ermüdungswiderstand darf angenommen werden, wenn folgende Bedingung erfüllt ist: (3) Mit: ν Ed,max maximale Schubspannung (Oberlast) ν Ed,min minimale Schubspannung (Unterlast) ν Rd Schubwiderstand der UHFB-NB-Verbundfuge gemäß Gl. (3) Abb. 3 zeigt die Bedingung nach Gl. (3) bzw. das Goodman-Diagramm inklusive der bezogenen Schubtragfähigkeiten ν exp ⁄ ν cal (experimenteller Wert zum rechnerischen Wert nach Gl.-(1)) der zyklischen Schubversuche an UHFB-NB-Verbundfugen. Abb. 3: Auswertung der zyklischer Schubversuche an UHFB-NB-Verbundfugen im Goodman-Diagramm nach [13] Es zeigt sich, dass die Versuche mit (sehr) glatten Schubfugen einen sehr geringen Ermüdungswiderstand aufweisen. Die Versuche mit rauer bzw. sehr rauer Fuge weisen dagegen einen hohen Ermüdungswiderstand auf und liegen oberhalb der Begrenzung der bezogenen Schubbeanspruchungen. Folglich sollten bei Ermüdungsbeanspruchungen die Verbundfugen mit einer sehr rauen Fugenoberfläche ausgeführt werden. 3. Balkenversuche mit UHFB-Aufbetonschicht 3.1 Allgemeines Um die Auswirkungen einer UHFB-Auf betonschicht auf die Tragfähigkeit von Betonbauteilen zu untersuchen, wurden entsprechende Balkenversuche unter maßgeblicher Biegebeanspruchung sowie unter maßgeblicher Querkraftbeanspruchung durchgeführt. Hierzu wurden zwei bewehrte Balken (B-1 und B-2) mit den Abmessungen h ⁄ b⁄L-=-400⁄ 200⁄4200-mm hergestellt (Abb. 4). 118 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten Abb. 4: Referenzbalken B-1 (oben) und mit UHFB-Aufbeton verstärkter Balken B-2 (unten) [6] Die Druckfestigkeit f cm , die Spaltzugfestigkeit f ctm,sp und der E-Modul E cm der verwendeten Betone kann Tab. 1 entnommen werden. Als Bewehrung wurde Betonstahl des Typs B500A verwendet. Tab. 1: Mittelwerte der Materialkennwerte der verwendeten Betone der Balken B-1 und B-2 Beton f cm [N/ mm 2 ] f ctm,sp [N/ mm 2 ] E cm [N/ mm 2 ] NB 35,8 3,5 35.890 UHFB 157,7 22,2 47.050 Der Balken B-1 diente als Referenz und wurde ohne UHFB-Auf betonschicht hergestellt. Der Balken B-2 wurde hingegen mit einer nachträglich aufgebrachten UHFB- Auf betonschicht verstärkt. Hierzu wurde zunächst die Betonoberfläche mit einem Druck von 1.900- bar und einem Lanzenabstand von ca. 25-cm hochdruckwassergestrahlt (Abb. 5-oben). Anschließend wurde die Fugenrauigkeit mithilfe eines 3D-Streifenlichtscanners (ATOS Q) aufgenommen und ausgewertet (Abb.-5 unten). Die Auswertung ergab eine sehr raue Fugenoberfläche. Abschließend wurde die Fugenoberfläche ausreichend vorgenässt und eine 5-cm hohe UHFB-Schicht auf betoniert. Abb. 5: Fugenvorbehandlung mit Hochdruck-wasserstrahlen (oben) und anschließender Scanvorgang mit ATOS Q zur Ermittlung der Fugenrauigkeit (unten) Nach dem Erhärten der UHPC-Auf betonschicht erfolgte die experimentelle Prüfung der Balken. Hierzu wurde zunächst die Querkrafttragfähigkeit beider Balken im Querkraftversuch durch eine am rechten Auflager angeordnete, auflagernahe Einzellast ermittelt. Der rechte Auflagerbereich wurde mit einem geringen Bügelbewehrungsgrad (vgl. Abb. 4), ähnlich zu zahlreichen Brücken mit Querkraftdefiziten, ausgeführt, um ein Versagen der Bügelbewehrung zu erzielen. Nach dem Ende des Querkraftversuchs wurde das rechte Auflager nach links außerhalb des Versagensbereichs verschoben und anschließend die Biegetragfähigkeit der Balken im 4-Punkt-Biegeversuch ermittelt. Im Folgenden wird separat auf die Ergebnisse aus den Querkraft- und Biegeversuchen eingegangen. 3.2 Tragfähigkeit unter Querkraftbeanspruchung Der unverstärkte Balken B-1 wies im Querkraftversuch zunächst Schubrisse auf, bis schließlich die Bügel-bewehrung schlagartig versagte (Abb.-6 oben). Beim verstärkten Balken B-2 bildeten sich in der Nähe der Lasteinleitung zunächst Biegerisse, die sich im weiteren Verlauf zu Biegeschubrissen wandelten, wobei schlussendlich die Längsbewehrung duktil versagte. Die Bügelbewehrung des Balkens B-2 blieb unversehrt (Abb.-6 Mitte). Aus dem in Abb.- 6 unten dargestellten Querkraft-Verformungs- Diagramm geht hervor, dass der verstärkte Balken B-2 eine höhere Steifigkeit und eine um 30- % (bzw. 20- % unter Berücksichtigung der größeren statischen Nutzhöhe und auflagernahen Lasten) höhere Querkrafttragfähigkeit als der unverstärkte Balken B-1 aufweist. Ursächlich hierfür ist die größere Querschnittsfläche und das größere ideelle Flächenträgheitsmoment sowie die hohe Druckfestigkeit des UHFB im Druckbogen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 119 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten Abb.-6: Versagensbilder nach dem Querkraftversuch (oben und Mitte) und Querkraft-Verformungs-Kurven der Balken B-1 und B-2 (unten) [13] Da bei B-2 im Vergleich zu B-1 trotz des geringen Bügelbewehrungsgrads kein schlagartiges Querkraftversagen, sondern ein duktiles Biegeversagen erreicht wurde (Änderung des Versagensmodus), besitzt eine UHFB-Auf betonschicht ein großes Potenzial zur Verstärkung von Bestandsbrücken, die aufgrund unzureichender Bügelbewehrung Tragfähigkeitsdefizite aufweisen. 3.3 Tragfähigkeit unter Biegebeanspruchung Im Biegeversuch traten sowohl bei Balken B-1 als auch bei Balken B2 zunächst Biegerisse auf. Schlussendlich versagte der Balken B-1 schlagartig auf Betondruck in der Druckzone (sekundäres Biegedruckversagen mit Fließen der Längsbewehrung, Abb.-7 oben), wohingegen bei Balken B-2 die untere Längsbewehrung duktil versagte (Biegezugversagen der Längsbewehrung, Abb.-7 Mitte). Abb.-7: Versagensbilder nach dem Biegeversuch (oben und Mitte) und Biegemoment-Verformungs-Kurven der Balken B-1 und B-2 (unten) [13] Aus dem in Abb.-7 unten dargestellten Biegemoment-Verformungs-Diagramm geht hervor, dass der verstärkte Balken B-2 eine höhere Steifigkeit und eine um etwa 19-% höhere Biegetragfähigkeit bei nahezu identischen bezogenen Durchbiegungen als der unverstärkte Balken B-1 aufweist. Dies kann - analog zum Querkraftversuch - auf die größere Querschnitts-fläche und das größere ideelle Flächenträgheitsmoment sowie auf die hohe Druckfestigkeit des UHFB in der Druckzone und den größeren Hebelarm der inneren Kräfte zurückgeführt werden. Festzuhalten bleibt, dass eine oberseitige UHFB-Ergänzung zu einem deutlich besseren Biegentragverhalten führt, wodurch sogar ein schlagartiges Versagen der Betondruckzone vermieden und ein duktiles Versagen der Längsbewehrung erreicht werden (Änderung des Versagensmodus). 4. Auswirkungen einer UHFB-Aufbetonschicht 4.1 Allgemeines Wie aus dem vorangegangen Abschnitt-3 hervorgeht, hat eine UHFB-Auf betonschicht enorme Auswirkung auf 120 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten das Trag- und Verformungsverhalten von Betonbauteilen. Um dies im Hinblick auf eine Betonbrücke zu veranschaulichen, werden nachfolgend die Auswirkungen verschiedener Schichtdicken einer UHFB-Auf betonschicht auf einen Hauptträger eines fiktiven Brückenbauwerks untersucht. Bei dem betrachteten Bauwerk handelt es sich um eine zweifeldrige Stahlbetonbrücke mit einem zwölfstegigen Plattenbalkenquerschnitt (Abb.-8), welches in Anlehnung an die in [19] beschriebene Herrengrabenbrücke in Hamburg gewählt wurde. Für das Bestandsbauwerk wurde angenommen, dass ein normalfester Beton der Festigkeitsklasse B-300 und Längs- und Bügelbewehrung der Betonstrahlgruppe III-b (Streckgrenze: f yk- =-400-N/ mm 2 ) eingesetzt wurde. Gemäß der Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken [20] können für einen B-300 die Materialkennwerte eines C20/ 25 zugrunde gelegt werden. Für die UHFB- Auf betonschicht wird ein Beton der Festigkeitsklasse C150/ 165 entsprechend [5] angenommen. Die charakteristische Druckfestigkeit f ck und der E-Modul E c der angesetzten Betone können Tab.-2 entnommen werden. Tab. 2: Betonkennwerte der Plattenbalkenbrücke Beton f ck [N/ mm 2 ] E c [N/ mm 2 ] NB 20 30.000 UHFB 150 48.000 Abb. 8: Fiktive Plattenbalkenbrücke mit UHFB-Aufbetonergänzung Zur Untersuchung des Einflusses der UHFB-Auf betonergänzung wurden beim Hauptträger-querschnitt (Abb.-8 unten, schraffierter Bereich) unterschiedliche UHFB- Auf betonschichtdicken von h- =- 0- cm (Referenz) bis h-=-8-cm auf der Oberseite der Fahrbahnplatte rechnerisch berücksichtigt. Die Schichtdicken wurden hierbei in Anlehnung an die Empfehlungen der ASTRA 82022 [21] gewählt. Neben einer Querschnittsverstärkung (vgl. Abschn.- 3) kann eine UHFB-Auf betonschicht auch zur Änderung des statischen Systems genutzt werden. Bei der sog. Integralisierung werden ursprünglich gelenkig gelagerte Endauflager des Überbaus nachträglich kraftschlüssig mit den Widerlagern (mittels Ergänzungsbeton und Zusatzbewehrung) verbunden [21]. Dadurch entsteht eine integrale oder semi-integrale Tragwirkung, bei der Schnittgrößen umgelagert werden. Während die Bereiche an den Endauflagern des Überbaus zusätzliche Einspannmomente aufnehmen, reduzieren sich positive Biegemomente im Feldbereich. Diese Integralisierung wurde auch bei der hier betrachteten Brücke vorgenommen (vgl. Abb. 8 oben). 4.2 Steifigkeiten Zur Bewertung des Einflusses einer UHFB-Auf betonschicht auf das Verformungsverhalten des Hauptträgers wurden die Biegesteifigkeit E c I i,y sowie die Torsionssteifigkeit G c I i,T herangezogen. Die Biegesteifigkeit ist dabei maßgebend für die Verformungen infolge vertikaler Beanspruchungen und die Torsionssteifigkeit für die Verdrehung unter exzentrischer Belastung für die Hauptträger. Die Ermittlung der Steifigkeit erfolgte querschnittsbezogen und ohne Berücksichtigung der durch die Integralisierung bedingte Systemänderung, sodass der Einfluss der UHFB-Auf betonschicht auf die Steifigkeiten des UHFB-NB-Verbundquerschnitts isoliert beurteilt werden kann. Die ideellen Querschnittswerte I i,y und I i,T des Hauptträgers wurden für den ungerissenen Zustand (Zustand- I) mit dem Programm SOFiSTiK 2025 bestimmt. In Abb. 9 ist die Entwicklung der Biegesteifigkeit E c I i,y in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke dargestellt. Es zeigt sich, dass die UHFB-Auf betonergänzung die Biegesteifigkeit der Hauptträger signifikant erhöht. Für den hier betrachteten Querschnitt steigt sie bei einer Zunahme der UHFB-Schichtdicke von 0 cm auf 8 cm um etwa 26-%. Dies ist darauf zurückzuführen, dass die UHFB-Schicht am oberen Querschnittsrand liegt und somit einen hohen Steiner-Anteil aufweist. Zudem geht bei der Ermittlung des ideellen Flächenträgheits-moments des UHFB- NB-Verbundquerschnitts der hohe E-Modul des UHFB ein, wodurch der Steiner-Anteil der UHFB-Schicht stärker gewichtet wird. Somit können trotz geringer UHFB- Schichtdicken hohe Biegesteifig-keitszuwächse erzielt werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 121 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten Abb. 9: Entwicklung der Biegesteifigkeit E c I i,y in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h Noch deutlich ausgeprägter ist der Einfluss der UHFB- Schicht auf die Torsionssteifigkeit G c I i,T (Abb. 10). Für die größte betrachtete Schichtdicke von 8 cm ergibt sich ein Zuwachs von etwa 100-% zum unverstärkten Querschnitt (h-=-0-cm). Abb. 10: Entwicklung der Torsionssteifigkeit G c I i,T in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h Diese enorme Zunahme ist auf die Kombination aus der Lage der UHFB-Schicht am äußeren Querschnittsrand und dem hohen Schubmodul des UHFB zurückzuführen. Dadurch werden die Verwölbungsfunktion Ψ bzw. die Torsionsfunktion Φ äußerst positiv beeinflusst, was letztlich zu einem sehr hohen ideellen Torsionsträgheitsmoment I i,T führt. Folglich können mit einer im Verhältnis zum Ursprungsquerschnitt sehr dünnen UHFB-Aufbetonschicht sehr hohe Torsionssteifigkeitszuwächse erzielt werden. 4.3 Tragfähigkeiten Zur Bewertung des Einflusses der UHFB-Aufbetonschicht auf das Tragverhalten des Hauptträgers wurden die rechnerische Biege- und Querkraft-tragfähigkeit herangezogen. Im Hinblick auf die Biegetragfähigkeit ist dabei zunächst zu unterscheiden, ob die oberseitige UHFB-Schicht infolge der Biegemomentenbeanspruchung in der Druck- oder Zugzone des Querschnitts liegt. Die Oberseite der Fahrbahnplatte einer durch Eigengewicht und Verkehr belasteten Durchlaufträgerbrücke liegt im Feldbereich in der Druckzone, während sie über den Stützen in der Zugzone liegt. Die Biegetragfähigkeit kann im Bereich der Stützen relativ einfach erhöht werden, indem in den UHFB und damit in der Zugzone eine zusätzliche Betonstahlbewehrung angeordnet wird. Dies ist im Feldbereich nicht möglich, sodass die Biegetragfähigkeit in diesem Bereich allein durch die UHFB-Schicht beeinflusst wird. Aus diesem Grund wurde der Einfluss der UHFB-Aufbetonschicht (ohne zusätzlich eingelegte Bewehrung) auf die Biegetragfähigkeit des Feldbereichs ausgewertet. In Abb. 11 ist die Biegetragfähigkeit M Rd in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h dargestellt. Für den hier betrachteten Querschnitt führt die Erhöhung der UHFB-Aufbetonschicht von 0 cm auf bis zu 8 cm zu einer Steigerung der rechnerischen Biegetragfähigkeit um etwa 8-%. Der Zuwachs bleibt damit vergleichsweise moderat. Die Biegetragfähigkeit eines bewehrten Querschnitts wird maßgeblich durch die aufnehmbare Zugkraft in der Längsbewehrung F s und den Hebelarm der inneren Kräfte z bestimmt. Da im Feldbereich mit einer oberseitigen UHFB-Aufbetonschicht keine zusätzliche Längsbewehrung in der Zugzone angeordnet werden kann und der Hebelarm der inneren Kräfte durch die UHFB-Schicht nur geringfügig zunimmt, ist auch nur ein geringer Zuwachs der Biegetragfähigkeit möglich. Abb. 11: Biegetragfähigkeit M Rd im Feldbereich in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h Bei der Betrachtung der Querkrafttragfähigkeit ist zwischen der Querkrafttragfähigkeit ohne und mit Bügelbewehrung zu unterscheiden. Die rechnerische Querkrafttragfähigkeit ohne Bügelbewehrung V Rd,c , der sog. Betontraganteil, wurde für das hier betrachtete Beispiel analog zum EC2 [14], [15] wie folgt bestimmt: (4) Mit: C Rd,c Beiwert C Rd,c- =-0,15/ γ c (γ c- =-1,5) k Maßstabstabsbeiwert 122 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten ρ l geometrischer Längsbewehrungsgrad ρ l- =-A sl / (b w- ∙-d)-≤-0,02 f ck char. Betondruckfestigkeit b w kleinste Querschnittsbreite innerhalb der Zugzone d statische Nutzhöhe ν min Mindestschubfestigkeit (s. [13], [15]) Bei der hier betrachteten Brücke tritt die maximale Querkraftbeanspruchung im Auflagerbereich auf. Daher wurde die rechnerische Querkrafttragfähigkeit V Rd,c für diesen Bereich ermittelt. Dabei ist zu berücksichtigen, dass durch die Integralisierung der Brücke im Bereich der Auflager zusätzliche Längsbewehrung in der UHFB-Schicht ergänzt wurde. Da die rechnerische Querkrafttragfähigkeit stark vom Längsbewehrungsgrad ρ l abhängt, wurde sie für unterschiedliche UHFB-Schichtdicken und Längsbewehrungsgrade ermittelt (Abb. 12). Aus Abb. 12 wird deutlich, dass die Dicke der UHFB-Aufbetonschicht im hier betrachteten Beispiel nur einen geringen Einfluss auf die rechnerische Querkrafttragfähigkeit V Rd,c hat. Dies liegt daran, dass die geringe Dicke der UHFB-Schicht nur eine geringe Zunahme der statischen Nutzhöhe d bewirkt. Der Längsbewehrungsgrad ρ l hat dagegen einen enormen Einfluss: Es kann ein Zuwachs von bis zu 48 % erzielt werden. Abb. 12: Betontraganteil V Rd,c im Auflagerbereich in Abhängigkeit des geometrischen Bewehrungsgrads ρ l Die rechnerische Querkrafttragfähigkeit mit Bügelbewehrung V Rd,s , auch Bügeltraganteil genannt, wurde für das hier betrachtete Beispiel analog zum EC2 [14], [15] wie folgt bestimmt: V Rd,s -=-(A sw ⁄s)-∙-z-∙-f ywd -∙-cot θ (5) Mit: A sw Querschnittsfläche der Bügelbewehrung s Abstand der Bügelbewehrung f ywd Festigkeit der Bügelbewehrung θ Neigungswinkel der Druckstrebe In Abb. 13 ist die rechnerische Querkrafttragfähigkeit V Rd,s in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h dargestellt. Für den hier betrachteten Querschnitt ergibt sich bei einer Erhöhung der UHFB-Auf betonschicht von 0-cm auf bis zu 8-cm eine Steigerung der rechnerischen Querkrafttragfähigkeit um etwa 7-%. Dies ist darauf zurückzuführen, dass die UHFB-Schicht zu einer größeren Querschnittshöhe führt. Dies wirkt sich im Wesentlichen auf den Neigungswinkel der Druckstrebe θ sowie auf den Hebelarm der inneren Kräfte z aus. Abb. 13: Bügeltraganteil V Rd,s im Auflagerbereich in Abhängigkeit zur UHFB-Schichtdicke h Bei der Einordnung des rechnerischen Zuwachses der Querkrafttragfähigkeit mit Bügelbewehrung V Rd,s sind die Lage der Biegezugbewehrung sowie die Umfassung der Biegezugbewehrung und des Betons durch die Bügelbewehrung zu berücksichtigen. Bei einem konventionellen Stahlbetonbauteil umfasst die Bügelbewehrung i.-d.-R. die Längsbewehrung in der Biegezugzone und den Beton in der Biegedruckzone. Dadurch kann sich bei Querkraftbeanspruchung eine entsprechende Fachwerktragwirkung einstellen (vgl. [13]). Befindet sich die UHFB-Aufbetonschicht in der Biegezugzone und wurde dort eine zusätzliche Längsbewehrung angeordnet, so liegt diese Längsbewehrung oberhalb der vorhandenen Bügelbewehrung und wird durch diese nicht umfasst. Derzeit ist noch unklar, wie die unterschiedlichen Längsbewehrungslagen einen entsprechenden kombinierten Längszuggurt im Fachwerkmodell ausbilden können und ob die Längsbewehrung außerhalb der Bügelbewehrung einen größeren inneren Hebelarm z und eine veränderte Druckstrebenneigung θ bewirkt, da sie streng genommen außerhalb des Fachwerkmodells liegt. Befindet sich die UHFB-Auf betonschicht dagegen in der Biegedruckzone, ist die fehlende Umfassung der geringen UHFB-Schichtdicke durch die Bügelbewehrung als weniger kritisch zu bewerten, da die Längsbewehrung (Längszuggurt) weiterhin innerhalb der vorhandenen Bügelbewehrung liegt. 5. Fazit Aufgrund der Vielzahl defizitärer Brücken bietet sich eine nachträgliche oberseitige Auf betonschicht mit ultrahochfestem Beton (UHFB) zur Instandsetzung und Verstärkung von Brückentragwerken an. Im Fokus dieses Beitrags stand das Zusammenwirken von UHFB und Normalbeton (NB), dessen Wirksamkeit von der Tragfähigkeit der Verbundfuge abhängt. Zunächst wurden das Tragverhalten von UHFB-NB-Verbundfugen unter 7. Brückenkolloquium - September 2026 123 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten monoton steigender und zyklischer Beanspruchung sowie deren rechnerischen Bestimmung erläutert. Anschließend wurde das Bauteilverhalten an einem mit UHFB-Auf beton verstärkten und unverstärkten Balken unter Biegesowie unter Querkraftbeanspruchung experimentell untersucht. Abschließend wurden an einem repräsentativen Brückentragwerk verschiedene UHFB- Schichtdicken hinsichtlich des Einflusses auf das Trag- und Verformungsverhalten analysiert. Die Untersuchungen ergaben folgende Erkenntnisse: • Die Fugenrauigkeit beeinflusst die Schub-tragfähigkeit von UHFB-NB-Verbundfugen unter monoton steigender Beanspruchung maßgeblich und kann bei hoher Rauigkeit die Schubbzw. Zugfestigkeit des normalfesten Betons überschreiten. • Die Schubtragfähigkeit von UHFB-NB-Verbundfugen unter Ermüdungsbeanspruch-ung wird ebenfalls signifikant von der Fugenrauigkeit beeinflusst. Bei hoher Rauigkeit kommt es immer zu einem Versagen im normalfesten Altbeton. Sehr glatte und glatte Fugen weisen hingegen eine sehr geringe Ermüdungsfestigkeit auf. • Die „statische“ Schubtragfähigkeit von UHFB-NB- Verbundfugen kann mit dem Ansatz nach der ÖBV- Richtlinie ermittelt werden. • Die zyklische Schubtragfähigkeit bzw. der Ermüdungswiderstand von UHFB-NB-Verbundfugen kann mithilfe des Goodman-Diagramms nach [13] erfasst werden. • Die Balkenversuche zeigen, dass eine UHFB-Auf betonergänzung das Trag- und Verformungsverhalten sowie die Versagensart beeinflusst. Für den verstärkten Balken erhöht sich die aufnehmbare Querkraft um etwa 30-% und das aufnehmbare Biegemoment um etwa 19-%. Zudem können Tragfähigkeitsdefizite in Form unzureichender Querkraftbewehrung ausgeglichen werden. • Der UHFB ermöglicht neben der Verstärkung und Instandsetzung auch die nachträgliche Integralisierung bestehender Brücken und somit eine Umlagerung von Schnittgrößen. • Für einen betrachteten Plattenbalken-querschnitt (Hauptträger) erhöhte eine 8-cm dicke UHFB-Schicht die Biegesteifigkeit um etwa 26-% und die Torsionssteifigkeit um etwa 100-%. Zudem erhöht sich die Biegetragfähigkeit um etwa 8-% sowie der Betonbzw. Bügeltraganteil der Querkraft-tragfähigkeit um etwa 48-% bzw. 7-%. Zusammenfassend verdeutlichen die Untersuchungen das Potenzial von UHFB-Auf betonschichten zur Verstärkung bestehender Betonbrücken. Voraussetzung für die zusätzliche Tragwirkung ist ein ausreichender Verbund zwischen UHFB und Altbeton, der vor allem durch eine ausreichende Oberflächenrauigkeit des Altbetons sichergestellt werden muss. Dank Diese Arbeit wurde von der Deutschen Forschungs-gemeinschaft (DFG) im Rahmen des Forschungs-vorhabens „Tragverhalten von Verbundfugen zwischen normalfestem Beton und ultrahochfestem Auf beton unter Ermüdungsbeanspruchung“ (Projektnummer: 575543319) gefördert. Die Autoren bedanken sich herzlich bei der DFG für die finanzielle Unterstützung. Literatur [1] Buitelaar, P.; Oettel, V. (2025) Instandsetzung und Verstärkung von Bestandsbrücken mit UHFB-Aufbeton in den Niederlanden. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.-90-98. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400101 [2] Brühwiler, E. (2025) Ertüchtigung von Stahlbetonbrücken mit UHFB - Erfahrungen aus 400+ Anwendungen. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB. S.- 68-78. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400072 [3] Schmidt, M.; Leutbecher, T.; Fehling, E.; Middendorf, B. (2025) Ultrahochfester Beton für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken - Teil 1: Anwendungsmöglichkeiten, Werkstoff und Konstruktion. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB. S.- 3-14. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400086 [4] Wilkening, M.; Buitelaar, P.; Oettel, V. (2025) Nachhaltigkeitsbetrachtungen zur Verstärkung und Instandsetzung von Brücken mit UHFB-Aufbeton. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.-40-53. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400089 [5] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton e.V. (DAfStb) DAfStb-Richtlinie UHFB - Entwurf (2026). Berlin, Deutschland. [6] Wilkening, M.; Voß, S.; Schmidt, B.; Oettel, V. (2025) Untersuchungen zur Rauigkeit und Tragfähigkeit von Verbundfugen zwischen normalfestem Beton und UHFB. Beton- und Stahlbetonbau- 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 27-39. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400084 [7] Valikhani, A.; Jahromi, A.; Mantawy, I.; Azizinamini, A. (2020) Experimental evaluation of concreteto-UHPC bond strength with correlation to surface roughness for repair application. Construction and Building Materials 238. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.conbuildmat.2019.117753 [8] Feng, S. et al. (2022) Shear behaviour of interface between NSC and UHPC: Exp. and predictive model. Constr. and Build. Mat. 342, Part A. https: / / doi. org/ 10.1016/ j.conbuildmat.2022.127919 124 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenverstärkung mit UHFB - Verbundfugentragfähigkeit und Auswirkungen auf Steifigkeiten und Tragfähigkeiten [9] Zanotti, C.; Rostagno, G.; Tingley (2018) Further evidence of interfacial adhesive bond strength enhancement through fiber reinforcement in repairs. Construction and Building Materials 160. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.conbuildmat.2017.12.140 [10] Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein (2016) Merkblatt SIA 2052 - Zementgebundener Ultra-Hochleistungs-Faserverbund-Baustoff (UHFB) - Baustoffe, Bemessung und Ausführung. Zürich, Schweiz. [11] Ministerstvem dopravy (2024) TP 267 Ultra Vyskohodnotny Beton (UHPC). Březen, Tschechien, 2024. [12] Österreichische Bautechnik Vereinigung (ÖBV) (2023) UHPC Richtlinie. Wien, Österreich. [13] Wilkening, M.; Oettel, V. (2026) Schubtragfähigkeit von UHFB-NB-Verbundfugen unter monotoner und zyklischer Beanspruchung. Beton- und Stahlbetonbau 121, S.-126-137. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.70055 [14] DIN EN 1992-1-1: 2011-01 (2011) Eurocode 2. Beuth, Berlin. [15] DIN EN 1992-1-1/ NA (2013) Nationaler Anhang zum Eurocode 2. Beuth, Berlin. [16] Feng, S.; Lyu, J.; Xiao, H.; Zhang, Q.; Bai, J.; Pei, Y.; Chen, M.; Fan, L. (2024) Bond shear fatigue behavior between ultra-high-performance concrete and normal strength substrate. Construction and Building Materials 414. https: / / doi.org/ 10.1016/ j. conbuildmat.2024.134972 [17] Xia, J.; Zhou, J.; Yang, J.; Zhang, Z.; Zou, Y. (2024) Damage evolution and residual shear resistance of toughness-improved UHPC-NSC interface under high-stress level of fatigue shear loading. Construction and Building Materials 430. https: / / doi. org/ 10.1016/ j.conbuildmat.2024.136403 [18] Oettel, V.; Wilkening, M. (2025) Experimentelle Untersuchungen zum Trag- und Versagens-verhalten von UHPC-NSC Verbundfugen unter zykl. Schubbeanspruchung. TU Braunschweig, Interner Forschungsbericht IR-02-2025. [19] Meyer, S. et al. (2022) Auswirkungen der Torsionssteifigkeit auf das Tragverhalten von Betonbrücken mit Plattenbalkenquerschnitt. Beton- und Stahlbetonbau 117, H.11, S. 888-900. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202200073 [20] BMVBS (Abteilung Straßenbau) (2011) Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. Deutschland [21] Bundesamt für Strassen ASTRA (Schweiz. Eidgenossenschaft) (2023) ASTRA 82022, Dokumentation - UHFB für die Erhaltung und den Bau von Kunstbauten der Strasseninfrastruktur. Schweiz. 7. Brückenkolloquium - September 2026 125 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) Grundlagen der Bemessung Univ.-Prof. Dr.-Ing. Torsten Leutbecher Universität Siegen, Lehrstuhl für Massivbau Zusammenfassung Auf beton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) eröffnet neue Möglichkeiten für die Instandsetzung und Verstärkung bestehender Brückenüberbauten. Aufgrund seiner hohen Dichtigkeit kann der UHFB-Auf beton als Abdichtung und direkt befahrbare Deckschicht eingesetzt werden. Mit zusätzlicher Betonstahlbewehrung lässt sich darüber hinaus die Tragfähigkeit des Überbaus gezielt erhöhen. Der Beitrag gibt einen Überblick über die für diesen Anwendungsfall maßgebenden Bemessungsgrundlagen nach den Entwürfen der Teile-1 und 5 der DAfStb-Richtlinie „Ultrahochfester Beton“ und ordnet diese in die bestehenden Regelungen des schweizerischen SIA-Merkblatts 2052 und der österreichischen ÖBV-Richtlinie „UHPC“ ein. Behandelt werden die mechanischen Eigenschaften und die Klassifizierung von stahlfaserbewehrtem UHFB, sein zeitabhängiges Verhalten sowie das Zusammenwirken von Stahlfasern und Betonstahlbewehrung. Weitere Schwerpunkte sind der Verbund zwischen altem Betonbauteil und UHFB-Auf beton, die Bemessung für Biegung und Querkraft, die Begrenzung der Rissbreiten sowie ausgewählte konstruktive Regeln. 1. Einführung Bei der Instandsetzung und Verstärkung bestehender Brückenüberbauten aus Beton oder Stahl mit Auf beton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) wird eine 3 bis 10- cm dicke Schicht aus stahlfaserbewehrtem UHFB ohne oder mit zusätzlicher Betonstahlbewehrung auf das Brückendeck aufgebracht [1-11]. In der Ausführung ohne Betonstahlbewehrung ersetzt der UHFB-Auf beton die Dichtungsschicht aus Polymerbitumen-Schweißbahn(en) bzw. Flüssigkunststoff sowie die Schutz- und Deckschicht aus Asphalt, und kann somit direkt befahren werden. In der Ausführung mit Betonstahlbewehrung dient der UHFB-Auf beton zusätzlich der Verstärkung des Überbaus. Die Bauweise kann auch verwendet werden, um in Verbindung mit weiteren Maßnahmen Hohlkastenquerschnitte zu ertüchtigen, den Brückenquerschnitt zu verbreitern oder Bauwerke mit Plattenüberbau zu integralisieren [12; 13]. Gegenüber einem Ersatzneubau stellt die Verstärkung mit UHFB- Auf beton eine sehr nachhaltige und ressourcenschonende Bauweise dar [14]. Abb.-1 zeigt eine Auswahl möglicher Anwendungsszenarien. Darüber hinaus kann UHFB auch als Spritzbeton appliziert werden [15]. Anders als in Deutschland gibt es in der Schweiz mit dem SIA-Merkblatt-2052 [16] des Schweizerischen Ingenieur- und Architektenvereins und in Österreich mit der ÖBV- Richtlinie „UHPC“ [17] der Österreichischen Bautechnik Vereinigung bereits gültige Regelwerke für das Bauen mit UHFB, die auch den Fall der Tragwerksinstandsetzung und -verstärkung einschließen. Beide Regelwerke haben bereits für Pilotprojekte in Deutschland [18-21] als Grundlage für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit stahlfaserbewehrtem UHFB gedient. Aktuell befindet sich in Deutschland die Richtlinie „Ultrahochfester Beton“ des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton (kurz UHFB-Richtlinie) auf dem Weg zur Gelbdruckphase. Für Teil-1 dieser Richtlinie wurde bereits in 2025 die Gelbdruckfreigabe vom zuständigen Technischen Ausschuss des DAfStb erteilt. Dieser Teil der Richtlinie gilt zusammen mit Teil-1-1 des Eurocode-2 [22] und seinem Nationalen Anhang für Deutschland [23] (kurz EC-2) für die Bemessung und Konstruktion von Tragwerken des Hoch- und Ingenieurbaus aus stahlfaserbewehrtem UHFB. Die Instandsetzung oder Verstärkung von Tragwerken aus Beton oder Stahl mit UHFB-Auf beton - auch als UHFB-Verbundbauweise bezeichnet - wird in Teil-1 der UHFB-Richtlinie nicht ausdrücklich behandelt. Grundlegende Regelungen aus Teil-1 sind jedoch auf diesen Anwendungsfall übertragbar. Darüber hinausgehende Regelungen, z.-B. zum Verbund zwischen altem Betonbauteil und UHFB-Auf beton oder zur Bemessung des entstehenden Verbundquerschnitts, sollen für Betontragwerke, insbesondere Betonbrücken nach Teil-2 des EC-2 [24; 25], in Teil-5 der UHFB-Richtlinie ergänzt werden. Dieser Teil enthält zudem anwendungsspezifische Regelungen zum Werkstoff, zur Ausführung und zur Qualitätskontrolle und befindet sich derzeit in Bearbeitung. Der vorliegende Beitrag gibt eine Übersicht über den aktuellen Entwurfsstand der für den Anwendungsfall der Instandsetzung und Verstärkung von Brücken relevanten Bemessungsregeln der Teile 1 und 5 der UHFB-Richtlinie, und geht auch - dort, wo es angebracht erscheint - auf Unterschiede zu den schweizerischen und österreichischen Regelwerken ein. 126 7. Brückenkolloquium - September 2026 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) Abb.-1: Anwendungsszenarien der Instandsetzung und Verstärkung von Brückenüberbauten mit UHFB-Aufbeton [4] 2. Grundlegende mechanische Eigenschaften und Klassifizierung von stahlfaserbewehrtem UHFB 2.1 UHFB unter Druckbeanspruchung Unter Druckbeanspruchung verhält sich UHFB bis zu einem Spannungsniveau von ca. 80 bis 90-% der Druckfestigkeit nahezu linear-elastisch (Abb.-2). Der Elastizitätsmodul liegt in einer Größenordnung von 40.000 bis 55.000- N/ mm² [26 ] , je nach Art des verwendeten Gesteinskorns. Ohne Fasern versagt UHFB bei Erreichen der Höchstlast schlagartig ohne Vorankündigung. Durch die Zugabe von Stahlfasern wird die Sprödigkeit gemindert. Bei entsprechend hohen Volumenanteilen entsteht sogar ein deutlich gutmütigeres Verhalten als z.-B. bei hochfestem Beton. Abb.-2: Typische Druckspannungs-Dehnungs-Linien von normal-, hoch- und ultrahochfestem Beton [27] Um die für Konstruktionen des Bauwesens notwendige Robustheit zu erzielen, müssen Tragwerke aus UHFB, die nach Teil-1 der UHFB-Richtlinie bemessen und konstruiert werden, obligatorisch stahlfaserbewehrt sein. Hierzu werden Leistungsklassen festgeschrieben, die in Abhängigkeit von der Betonfestigkeitsklasse des UHFB nicht unterschritten werden dürfen (Näheres behandelt Abschnitt-2.2 dieses Beitrags). Während das SIA-Merkblatt-2052 und die ÖBV-Richtlinie „UHPC“ lediglich einen Mindestwert der charakteristischen Druckfestigkeit für UHFB festlegen (SIA: ³-120-N/ mm² am Würfel mit d-=-100-mm; ÖBV: ³-130-N/ mm² am Zylinder mit d/ h-=-100/ 200-mm), erweitert die UHFB- Richtlinie den Anwendungsbereich von DIN-EN-206 [28] um die drei Betonfestigkeitsklassen C130/ 145, C150/ 165 und C175/ 190. In der Bemessung wird die Spannungs-Dehnungs-Beziehung des stahlfaserbewehrten UHFB als linear-elastisch idealisiert (Abb.-3). Konservativ wird Versagen bei Erreichen des Bemessungswerts der Betondruckfestigkeit angenommen. Dieser wird in der aus EC-2 bekannten Weise aus dem charakteristischen Wert der Zylinderdruckfestigkeit bestimmt. Abb.-3: Spannungs-Dehnungs-Beziehung für stahlfaserbewehrten UHFB unter Druckbeanspruchung (Druckspannungen und Stauchungen sind positiv dargestellt) 7. Brückenkolloquium - September 2026 127 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) Wird UHFB für die Instandsetzung und Verstärkung bestehender Brückenüberbauten eingesetzt, sind im Allgemeinen die Dichtigkeit (Dauerhaftigkeit) und das Verhalten unter Zugbeanspruchung relevanter als die Druckfestigkeit. Daher kommen für diese Art der Anwendung in erster Linie die Betonfestigkeitsklassen C130/ 145 und C150/ 165 in Betracht. 2.2 Stahlfaserbewehrter UHFB unter Zugbeanspruchung Die für UHFB eingesetzten Stahlfasern sind glatt und gerade, zwischen 9 und 20-mm lang, und besitzen einen Durchmesser von 0,15 bis 0,25-mm. Typische Fasergehalte liegen zwischen 1,0 und 4,0-Vol.-%. Die Aufgabe der Fasern besteht darin, Zugspannungen nach Erreichen der Zugfestigkeit der Betonmatrix über Mikrorisse hinweg zu übertragen und auf diese Weise Makrorissbildung zu verzögern. Das Zugtragverhalten von stahlfaserbewehrtem UHFB lässt sich vor diesem Hintergrund durch drei Phasen charakterisieren (Abb.-4). Im ungerissenen Zustand (Phase-1) ist das Verhalten quasi linear-elastisch mit perfektem Verbund. Bei einer Spannung von etwa 7 bis 11-N/ mm² wird die Zugfestigkeit der Betonmatrix erreicht und es bilden sich eine oder mehrere Rissprozesszonen mit Mikrorissen (Phase-2). Das Erreichen der Nachrisszugfestigkeit, die als die maximale nominelle Betonzugspannung definiert ist, die unter axialem Zug senkrecht zur Rissfläche allein durch die Wirkung der Fasern aufgenommen werden kann, stellt den Übergang zur Entfestigungsphase dar (Phase-3), in der die Fasern aus der Matrix herausgezogen werden. Dabei öffnet sich ein einzelner Riss zunehmend, bis der Querschnitt vollständig durchtrennt ist. Ist die Nachrisszugfestigkeit kleiner als die Zugfestigkeit der Betonmatrix, dann entfällt Phase-2 und der zugbeanspruchte, stahlfaserbewehrte UHFB geht unmittelbar von Phase-1 in Phase-3 über. Abb. 4: Prinzipielles Kraft-Verformungs-Verhalten von stahlfaserbewehrtem UHFB [27] Zur Klassifizierung des Zugtragverhaltens von UHFB sieht die UHFB-Richtlinie neun Leistungsklassen vor („UHFB3,0“ bis „UHFB8,0“ mit Schrittweiten von 0,5 bis 1,0). Der numerische Teil der Bezeichnung entspricht dem sogenannten Grundwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit f cft0 des stahlfaserbewehrten UHFB in N/ mm². Um ausreichende Robustheit der Konstruktion zu gewährleisten, wird in Teil-1 der UHFB-Richtlinie für Beton C150/ 165 mindestens die Leistungsklasse UHFB4,0 und für Beton C175/ 190 mindestens die Leistungsklasse UHFB5,0 gefordert. Die Einstufung in eine Leistungsklasse erfolgt anhand des in Anlehnung an DIN-EN-14651 [29] in 3-Punkt-Biegeversuchen an gekerbten Balken bestimmten charakteristischen Werts der Nachrissbiegezugfestigkeit-f R,1k (bei CMOD =-0,5-mm). Da die in Biegeversuchen bestimmten Nachrissbiegezugfestigkeiten fiktive Spannungswerte sind, wird f R,1k nach [30] durch Multiplikation mit dem Beiwert β =-0,37 in eine zentrische Nachrisszugfestigkeit umgerechnet. Der Grundwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit dient lediglich der Klassifizierung des stahlfaserbewehrten UHFB und darf aus folgendem Grund nicht unmittelbar für die Nachweisführung verwendet werden. Die Größe der Nachrisszugfestigkeit hängt neben dem Faservolumenanteil, der Fasergeometrie und dem Verbundverhalten der Stahlfasern wesentlich von der Faserorientierung ab [31-33]. Da sich die Fasern insbesondere in fließfähigem UHFB bevorzugt in Strömungsrichtung des Frischbetons ausrichten, wird die Faserorientierung maßgeblich von der Frischbetonkonsistenz, der Schalungsgeometrie, der Anordnung zusätzlicher Bewehrung oder Einbauteile innerhalb der Schalungsform sowie der Methode des Betoneinbaus beeinflusst. Daher unterscheiden sich die Faserorientierung und die Homogenität der Faserverteilung in einem spezifischen Nachweisschnitt eines Bauteils im Allgemeinen von den Verhältnissen in den Probekörpern der Baustoffprüfung. Nach UHFB- Richtlinie wird der Grundwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit für die Tragwerksanalyse daher mit einem Beiwert k F zur Berücksichtigung der Faserorientierung und einem Beiwert k G zur Berücksichtigung des Einflusses der Bauteilgröße auf den Variationskoeffizienten der Nachrisszugfestigkeit zunächst in den charakteristischen Wert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit f cftk =-k F ´-k G ´-f cft0 überführt. Mit dem Teilsicherheitsbeiwert γ CF für die Nachrisszugfestigkeit von stahlfaserbewehrtem UHFB und dem Beiwert α cf zur Berücksichtigung von Langzeitauswirkungen auf die Nachrisszugfestigkeit wird dann der Bemessungswert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit f cftd =-α cf ´ - f cftk / - γ CF bestimmt. Im Unterschied zu den Leistungsklassen der deutschen Richtlinie verwendet das schweizerische SIA-Merkblatt-2052 drei UHFB-Sorten U0, UA und UB, um den stahlfaserbewehrten UHFB anhand seines Zugtragverhaltens zu charakterisieren. Einstufungskriterien sind der charakteristische Wert der Zugfestigkeit der Betonmatrix (bezeichnet als „elastische Grenzzugfestigkeit“), das Verhältnis zwischen dem charakteristischen Wert der Nachrisszugfestigkeit (bezeichnet als „Zugfestigkeit“) und der Zugfestigkeit der Betonmatrix sowie die Dehnung bei Erreichen der Nachrisszugfestigkeit. Für alle drei Größen werden im SIA-Merkblatt-2052 Mindestwerte definiert. Aufgrund der unterschiedlichen Einstufungskriterien, Prüfverfahren sowie abweichender statistischer Behand- 128 7. Brückenkolloquium - September 2026 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) lung der Prüfergebnisse ist es nicht möglich, einen nach SIA-Merkblatt- 2052 klassifizierten UHFB unmittelbar einer Leistungsklasse nach UHFB-Richtlinie zuzuordnen. In der österreichischen ÖBV-Richtlinie „UHPC“ werden für den stahlfaserbewehrten UHFB die drei Sorten „UHPC-3“, „UHPC-6“ und „UHPC-8“ festgelegt. Die Ziffer in der Bezeichnung der UHFB-Sorte entspricht dem sogenannten Nennwert der charakteristischen Nachrisszugfestigkeit in N/ mm². Das Konzept der Klassifizierung anhand lediglich einer zentralen Festigkeitseigenschaft ähnelt somit dem der UHFB-Richtlinie. Allerdings ist auch hier zu beachten, dass sich die zugrunde liegenden Verfahren der Baustoffprüfung und die statistische Auswertung der Prüfergebnisse nach beiden Regelwerken unterscheiden. Für die Abdichtung und Verstärkung im Brückenbau werden nach SIA-Merkblatt 2052 die UHFB-Sorten UA und UB und nach ÖBV-Richtlinie „UHPC“ die Sorten UHPC-6 und UHPC-8 empfohlen. Im Entwurf von Teil-5 der UHFB-Richtlinie ist für diesen Anwendungsfall eine Mindestleistungsklasse UHFB5,0 vorgesehen, unabhängig von der Betonfestigkeitsklasse. 2.3 Zeitabhängiges Verhalten Die Endkriechzahl j(¥,t 0 ) von UHFB liegt zwischen rund 0,5 und 2,7, abhängig von den Umgebungsbedingungen und dem Belastungsbeginn [34]. In Teil- 1 der UHFB- Richtlinie wurden anstelle eines funktionellen Zusammenhangs die Endkriechzahlen in Tabellenform auf bereitet. Den tabellierten Endkriechzahlen liegt eine bestimmte Festigkeitsentwicklung des UHFB zugrunde. Diese kann sich für verschiedene UHFB insbesondere im frühen Betonalter deutlich unterscheiden. Deshalb muss bei einem Belastungsbeginn in einem Alter von weniger als 28-Tagen das Betonalter vor Anwendung der Tabelle unter Berücksichtigung der spezifischen Festigkeitsentwicklung des verwendeten UHFB angepasst werden. Für ein tatsächliches Betonalter bei Belastungsbeginn t 0 -<-1-Tag sollte die Kriechzahl auf Basis von Versuchen bestimmt werden. Beim Schwinden überwiegt bei UHFB - anders als bei normal- und hochfestem Beton - das autogene Schwinden gegenüber dem Trocknungsschwinden. Für UHFB mit einem w/ z-Wert bis etwa 0,25 kann die Trocknungsschwinddehnung vernachlässigt werden, da das Zugabewasser vollständig vom Zement gebunden wird [35]. Die autogene Schwinddehnung kann sich je nach Zusammensetzung des UHFB unterscheiden, liegt jedoch meist zwischen -0,6 und -1,0-‰. Ein Großteil der Schwindverformung bildet sich bereits in den ersten 24 bis 48-h nach dem Betonieren aus. Bei der Instandsetzung und Verstärkung bestehender Brückenüberbauten wird die Schwinddehnung des UHFB- Auf betons durch den Verbund mit dem alten Querschnittsteil behindert. Da sich Schwinddehnung, Betonsteifigkeit, Betonzugfestigkeit und der Verbund im relevanten Zeitraum sehr schnell und parallel zueinander entwickeln, ist der Vorgang komplex. Wie experimentelle Untersuchungen belegen, bauen sich bei hohem Behinderungsgrad durch die hohe Kriechfähigkeit des jungen UHFB sowie den mit der Ausbildung von Rissprozesszonen verbundenen Steifigkeitsabfall nur vergleichsweise niedrige Zwangsspannungen auf [36-38]. Nach Teil-5 der UHFB- Richtlinie darf dies bei der Berechnung von Dehnungen und Spannungen infolge behinderter Schwinddehnung vereinfachend durch Ansatz eines effektiven Elastizitätsmoduls E c,eff = 0,15 ´-E cm (28 d) berücksichtigt werden. Da die Dehnung des UHFB-Auf betons maßgeblich durch den flächigen Verbund mit dem alten Querschnittsteil gesteuert wird, muss der stahlfaserbewehrte UHFB nicht zwingend verfestigendes Verhalten unter axialem Zug aufweisen, um eine Mehrfachrissbildung in Form von Mikrorissen ausbilden zu können. 3. Konstruktionsprinzipien für Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem UHFB Erfährt der UHFB-Auf beton neben Zwangsbeanspruchungen infolge behinderter Schwindverformung keine nennenswerten Zugkräfte aus auf den Verbundquerschnitt wirkenden Lastschnittgrößen, so gewährleistet allein die Verformungsfähigkeit des stahlfaserbewehrten UHFB auch ohne zusätzliche Betonstahlbewehrung, dass keine die Dichtigkeit gefährdenden Makrorisse entstehen. Nach dem Entwurf von Teil-5 der UHFB-Richtlinie darf dies für Bereiche unterstellt werden, in denen unter der charakteristischen Einwirkungskombination die am Verbundquerschnitt linear-elastisch ermittelte Randzugspannung den charakteristischen Wert der Nachrisszugfestigkeit nicht überschreitet. Bei dieser Betrachtung dürfen Spannungen infolge behinderter Schwinddehnung (Eigenspannungszustand) vernachlässigt werden. Treten im UHFB-Auf beton hingegen größere Zugspannungen aus Lastbeanspruchung auf, oder soll der UHFB- Auf beton gezielt der Verstärkung des Überbaus dienen, wird die Anordnung einer zusätzlichen Betonstahlbewehrung im UHFB erforderlich. Insbesondere für eine Schichtdicke ab ca. 50-mm ist die Kombination mit Betonstahlbewehrung unter konstruktiven und wirtschaftlichen Gesichtspunkten vorteilhaft. Sowohl das SIA-Merkblatt-2052, die ÖBV-Richtlinie „UHPC“ als auch Teil-5 der UHFB-Richtlinie behandeln dieses Bewehrungsprinzip. Bei Kombination von Stahlfasern und Betonstahlbewehrung werden die Zugkräfte in Rissen durch das Zusammenwirken beider Bewehrungen übertragen. Aufgrund des besonders guten Verbunds treten im Vergleich zu konventionellem Stahlbeton bereits bei moderaten Fasergehalten deutlich kleinere Rissabstände von nur wenigen Millimetern und Rissbreiten von unter 50-µm auf [1; 39-41]. Dies ist insofern von Bedeutung, da Untersuchungen an UHFB gezeigt haben, dass bei Rissbreiten bis zu dieser Größenordnung der Schutz der Bewehrung vor chloridinduzierter Korrosion bei ausreichend dicker Betondeckung auch im „gerissenen“ Zustand gewährleistet ist [42; 43]. Die Entstehung neuer (Mikro-)Risse setzt sich bis hin zu sehr hohen elastischen Dehnungen der Stabbewehrung fort, sodass in Versuchen keine abgeschlossene Rissbildung im klassischen Sinne beobachtet werden kann [41]. Die Mitwirkung der Stahlfasern an der Zugkraftaufnahme in den Rissen führt auch zu einer signifikanten Erhöhung der Steifigkeit im Vergleich zu ge- 7. Brückenkolloquium - September 2026 129 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) rissenem Stahlbeton. Auf Traglastniveau addieren sich die Tragfähigkeiten beider Bewehrungsarten, sodass mit dünnen, hochbewehrten Schichten sehr große Zugkräfte aufgenommen werden können [39]. Die hohe Dichtigkeit des UHFB ermöglicht selbst bei direkt mit Tausalz beaufschlagten Fahrbahndecken sehr kleine Betondeckungen der Bewehrung. Statt des in EC-2 für die Expositionsklasse XD3 geforderten Mindestwerts c min,dur = 40-mm sieht die UHFB-Richtlinie eine Betondeckung c min,dur = 20-mm vor. Das Vorhaltemaß ∆c dev der Betondeckung ist bei UHFB-Auf beton unter Berücksichtigung der Genauigkeit der Bewehrungsmontage, der Toleranzen des Einbauverfahrens des UHFB, der geplanten Oberflächennachbearbeitung (z.-B. zur Herstellung der erforderlichen Griffigkeit, Ebenheit und Gradiente) und der Verschleißbeanspruchung festzulegen. Das Vorhaltemaß sollte 10 mm nicht unterschreiten. Die ÖBV-Richtlinie „UHPC“ und das SIA-Merkblatt 2052 sehen eine Betondeckung von c nom =-15-mm, unabhängig von der Expositionsklasse, als im Allgemeinen ausreichend für die Sicherstellung der Dauerhaftigkeit an. 4. Bemessung von Bauwerksverstärkungen mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem UHFB 4.1 Zusammenwirken zwischen altem Betonbauteil und UHFB-Aufbeton Bei Verstärkungsmaßnahmen sollten die Eigenschaften des alten Betonbauteils möglichst genau erfasst werden. Vorzugsweise sind dazu Proben am alten Betonbauteil zu entnehmen und zu untersuchen. Zur Sicherstellung des Verbunds zwischen altem Betonbauteil und UHFB-Auf beton ist die Gesteinskörnung des Altbetons durch Hochdruckwasserstrahlen (HDW) mindestens 6-mm tief freizulegen, sodass die Fuge im Sinne von EC-2 als verzahnt eingestuft werden kann (entspricht der Rautiefeklasse RT3,0 nach [44]). Bei einer so vorbereiteten Fugenoberfläche darf bei der Bemessung von unverschieblichem Verbund zwischen altem Querschnittsteil und UHFB-Auf beton ausgegangen werden. Ein Nachweis der Aufnahme der in der Fuge wirkenden Schubkräfte ist dann selbst bei nicht vorwiegend ruhender Belastung entbehrlich [45; 46]. Ein wesentlicher Vorteil der Bauwerksverstärkung mit UHFB-Auf beton besteht somit darin, dass in der Fuge zwischen altem Betonbauteil und UHFB-Auf beton keine zusätzlichen Verbundmittel notwendig sind. Abb.-5: Verlegen der Bewehrungsstäbe auf der mit HDW vorbereiteten Fugenoberfläche ohne Abstand (links) und mit lichtem Abstand ³ l f (rechts) Die Bewehrung des UHFB-Auf betons darf direkt auf der Fugenoberfläche des alten Betonbauteils aufgelegt werden (Abb.-5, links). Die Bewehrungsstäbe dürfen jedoch auch mit Abstand verlegt werden. Allerdings darf bei rechnerischen Nachweisen eine Faserwirkung in dem Bereich unterhalb der Betonstahlbewehrung nur dann in Ansatz gebracht werden, wenn der lichte Abstand zwischen Bewehrung und Fugenoberfläche mindestens der einfachen Faserlänge l f entspricht (Abb.- 5, rechts). Bei diesem Abstand kann davon ausgegangen werden, dass sich die Stahlfasern auch unterhalb der Betonstahlbewehrung ordnungsgemäß verteilen. 4.2 Bemessung für Biegung mit oder ohne Normalkraft und Normalkraft allein Bei der Bestimmung der Biegetragfähigkeit des Verbundquerschnitts gelten die bekannten Annahmen aus EC- 2 (Ebenbleiben der Querschnitte, starrer Verbund, Vernachlässigung der Zugfestigkeit des Altbetons etc.). Die aus Einwirkungen zum Zeitpunkt der Verstärkung im alten Querschnittsteil resultierenden Dehnungen sind möglichst genau zu erfassen und als Vorverformungen zu berücksichtigen. Ferner sind Umlagerungen aus Kriechen und Schwinden bei der Bemessung anzusetzen. Die Spannungen in Betonstahl, Spannstahl und Altbeton werden mit den bekannten Arbeitslinien aus EC-2 bestimmt. Für UHFB unter Druckbeanspruchung gilt die Bemessungs-Spannungs-Dehnungs-Linie nach Abb.-3. Für zugbeanspruchten stahlfaserbewehrten UHFB darf nach Teil-1 der UHFB-Richtlinie bis zu einer Grenzzugdehnung ε cfu =-0,005 ein Spannungsblock mit 0,95-f cftd angesetzt werden. Dabei ist f cftd der Bemessungswert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit. Abb.-6 veranschaulicht die Annahmen bei der Bestimmung der Biegetragfähigkeit am Beispiel eines durch ein negatives Biegemoment beanspruchten Verbundquerschnitts. Abb. 6: Dehnungen, Spannungen und innere Kräfte eines durch ein negatives Biegemoment beanspruchten Verbundquerschnitts Die Auswirkungen von Querbewehrung, Abstandhaltern oder Einbauteilen im Auf beton auf die Faserwirkung dürfen nach Teil-1 der UHFB-Richtlinie nur dann unberücksichtigt bleiben, wenn ihr Flächenanteil innerhalb der Zugzone auch in Stoßbereichen 10-% nicht über- 130 7. Brückenkolloquium - September 2026 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) schreitet. Bei kleinen Schichtdicken des Auf betons ist der Flächenanteil häufig größer als 10-%, sodass beim Ansatz der Faserwirkung die Nettoquerschnittsfläche bestimmend wird. 4.3 Bemessung für Querkraft Für die Bemessung des Verbundbauteils für Querkraft ist näherungsweise die Festigkeit des alten Querschnittsteils für den Gesamtquerschnitt anzunehmen. Eine Faserwirkung darf bei den Nachweisen des Querkraftwiderstands rechnerisch nicht in Ansatz gebracht werden. Das Verbundbauteil profitiert somit in erster Linie von einer durch den UHFB-Auf beton gegenüber dem alten Betonbauteil vergrößerten statischen Nutzhöhe d bzw. einem vergrößerten inneren Hebelarm z. Bei Bauteilen ohne rechnerisch erforderliche Querkraftbewehrung, bei denen der UHFB- Auf beton in der Zugzone des Verbundquerschnitts liegt, darf zudem die Fläche einer im Auf beton angeordneten Zugbewehrung (A s3 in Abb.-6) bei der Bestimmung von V Rd,c auf den Längsbewehrungsgrad angerechnet werden. Bei der Verstärkung von Bauteilen mit rechnerisch erforderlicher Querkraftbewehrung gilt es zu beachten, dass Bügel gemäß den geltenden Konstruktionsregeln in EC-2 die Längszugbewehrung und die Druckzone des Querschnitts umfassen müssen. Liegt der UHFB-Auf beton in der Zugzone des Verbundquerschnitts, kann diese Bedingung im Allgemeinen nur durch das Einbringen einer Anschlussbewehrung in das alte Betonbauteil (d.-h., Steckbügel, die mit der Querkraftbewehrung des alten Querschnittsteils übergreifen, Abb.-7a) erfüllt werden, damit der Anschluss der Zugbewehrung im UHFB-Auf beton an das Fachwerkmodell des Verbundbauteils gewährleistet ist. Liegt der UHFB-Auf beton hingegen in der Druckzone, reicht es im Allgemeinen aus, wenn die Verankerung der im alten Betonbauteil vorhandenen Querkraftbewehrung zwischen dem Schwerpunkt der Druckzonenfläche und dem Druckrand des neuen Verbundquerschnitts liegt (Abb.-7b). Ist der Auf beton Teil eines in der Druckzone des Verbundquerschnitts liegenden Gurts (z.-B. bei einem Plattenbalkenquerschnitt), sieht der Entwurf von Teil-5 der UHFB-Richtlinie darüber hinausgehend folgende Sonderregel vor. Ist die mitwirkende Gurtbreite b eff nicht kleiner als das 3-Fache der kleinsten Querschnittsbreite zwischen Zug- und Druckgurt und nicht kleiner als die 5-fache Gesamtdicke der Gurtplatte des Verbundquerschnitts, so genügt es, dass die Querkraftbewehrung des alten Betonbauteils in der Gurtplatte des alten Betonquerschnitts wirksam verankert ist. In diesem Fall darf bei der Nachweisführung der durch den Auf beton vergrößerte innere Hebelarm z angesetzt werden, ohne den Auf betonquerschnitt durch Bewehrung an das alte Betonbauteil anzuschließen (Abb.-7c). Zusätzlich ist jedoch in der Gurtplatte des alten Betonquerschnitts auf Höhe der Oberkante der Verankerungselemente der Querkraftbewehrung ein Nachweis der Schubkraftübertragung über eine dort angenommene horizontale, unbewehrte Schubfuge zu führen. Dabei darf als Bemessungswert der Schubtragfähigkeit v Rd,i der Bemessungswert der Zugfestigkeit f ctd des alten Betonbauteils angesetzt werden. Abb.-7: Verstärkung von Bauteilen mit rechnerisch erforderlicher Querkraftbewehrung: a) UHFB-Auf beton in der Zugzone des Verbundquerschnitts mit nachträglich ergänzter Anschlussbewehrung; b) und c) UHFB- Auf beton in der Druckzone des Verbundquerschnitts ohne Anschlussbewehrung 4.4 Rissbreitenbegrenzung Um auch bei Zugbeanspruchung des UHFB-Auf betons infolge von Lasten den Schutz der Bewehrung vor chloridinduzierter Korrosion und die Funktion als Bauwerksabdichtung zu erhalten, ist - basierend auf den in Abschnitt-3 zitierten Untersuchungen - eine rechnerische Begrenzung der Rissbreiten notwendig. In Teil- 1 der UHFB-Richtlinie ist für Bauteile aus stahlfaserbewehrtem UHFB mit Betonstahl in den Expositionsklassen XS und XD der Grenzwert w max = 0,05-mm allgemein festgeschrieben. Der Nachweis ist unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination zu führen. Die in Teil-1 der UHFB-Richtlinie enthaltenen Gleichungen zur direkten Berechnung der Rissbreite erweitern die entsprechenden Ansätze des EC-2 mechanisch konsistent um den Traganteil der Stahlfasern und berücksichtigen zudem den Einfluss der Schwinddehnung auf die Rissbreite. Durch die Wirkung der Stahlfasern verrin- 7. Brückenkolloquium - September 2026 131 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) gert sich die durch die Betonstahlbewehrung über einen (Mikro-)Riss zu übertragende Zugkraft. Dies führt zum einen zu einer Verringerung der Dehnung der Bewehrung im Riss und zum anderen zu einer kürzeren Lasteinleitungslänge (Einzelriss) bzw. einem kleineren Rissabstand (abgeschlossene Rissbildung). Die Betonstahlbewehrung profitiert dabei zusätzlich von der hohen Verbundspannung des UHFB. In Teil- 5 der UHFB-Richtlinie wird das Nachweisformat aus Teil-1 zur Berücksichtigung der spezifischen Randbedingungen der UHFB-Verbundbauweise geringfügig modifiziert. So darf u.-a. der Einfluss der Betonstahlbewehrung auf die Steuerung des Rissabstands nur dann rechnerisch in Ansatz gebracht werden, wenn der Achsabstand der im Auf beton im Verbund liegenden Stäbe 100-mm nicht überschreitet. Andernfalls ist der maximale Rissabstand s r,max gleich der 1,3-fachen Dicke des UHFB-Auf betons anzunehmen. Größere Rissabstände sind im Auf beton auch bei Steuerung der Rissbildung allein durch den Verbund mit dem alten Betonbauteil nicht zu erwarten. 4.5 Spezielle Konstruktionsregeln für Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem UHFB Arbeitsfugen im Auf beton aus stahlfaserbewehrtem UHFB sollten nach Möglichkeit vermieden werden, da in der Fuge - selbst bei Vorbereitung der Flächen mit Hochdruckwasserstrahlen - nicht die volle Faserwirkung aktiviert werden kann. Beim Nachweis der Begrenzung der Rissbreite im Bereich von Arbeitsfugen darf daher konservativ die Wirkung der Fasern rechnerisch nicht in Ansatz gebracht werden. Abb.-8: Ausbildung von Arbeitsfugen in Anlehnung an [16; 17]: a) UHFB-Auf beton ohne Betonstahlbewehrung; b) UHFB-Auf beton mit Betonstahlbewehrung Dort, wo sich Arbeitsfugen nicht vermeiden lassen, sind spezielle konstruktive Maßnahmen bei der Ausbildung der Arbeitsfugen zu berücksichtigen, um die Dichtigkeit auch im Fugenbereich zu gewährleisten. Abb.- 8 zeigt zwei Ausführungen für Arbeitsfugen in UHFB-Auf beton ohne und mit Betonstahlbewehrung. Sie orientieren sich an bewährten Konstruktionsdetails aus dem SIA- Merkblatt 2052 und der ÖBV-Richtlinie „UHPC“. Vor der Herstellung des zweiten Betonierabschnitts sind sämtliche vertikale und horizontale Flächen der Arbeitsfuge spätestens 24-Stunden nach Herstellung des ersten Betonierabschnitts mittels Hochdruckwasserstrahlen so aufzurauen, dass oberflächennahe Fasern freigelegt werden. Als zusätzliche Verbundsicherung am Bauteilrand sollte eine Randeinfassung ausgebildet werden. Das Konstruktionsdetail nach Abb.-9 entspricht den Vorgaben der ÖBV-Richtlinie „UHPC“. Alternativ kann im Randbereich eine Verbundsicherungsbewehrung angeordnet werden, die im Auf beton und im alten Betonbauteil wirksam zu verankern ist. Abb.-9: Ausbildung der Verbundsicherung im Randbereich von UHFB-Auf beton nach [17]: a) UHFB-Aufbeton ohne Betonstahlbewehrung; b) UHFB-Auf beton mit Betonstahlbewehrung 5. Zusammenfassung und Ausblick Die besondere Eignung von stahlfaserbewehrtem UHFB für die Instandsetzung und Verstärkung bestehender Brückenüberbauten resultiert aus der Dichtigkeit seines Gefüges und seinem Widerstand gegen chemische und physikalische Angriffe. Dadurch kann stahlfaserbewehrter UHFB als Auf beton ohne weitere Schutzmaßnahmen auch im Fahrbahnbereich eingesetzt werden. Darin und in seinen mechanischen Eigenschaften unterscheidet sich stahlfaserbewehrter UHFB grundlegend von normal- und hochfestem Beton. Zu den wichtigsten mechanischen Eigenschaften zählen seine hohe Druckfestigkeit und seine Fähigkeit, Zugspannungen über (Mikro-)Risse hinweg zu übertragen. Bei der Anwendung als UHFB-Auf beton kommt letzterer Eigenschaft im Allge- 132 7. Brückenkolloquium - September 2026 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) meinen eine größere Bedeutung zu als der hohen Druckfestigkeit. Während in der Schweiz und in Österreich bereits gültige Regelwerke für das Bauen mit UHFB existieren, die auch die Tragwerksinstandsetzung und -verstärkung einschließen, befindet sich die UHFB-Richtlinie des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton noch auf dem Weg zur Gelbdruckphase. Nach diesem zukünftigen deutschen Regelwerk wird stahlfaserbewehrter UHFB anhand seiner Druckfestigkeit einer der drei Betonfestigkeitsklassen C130/ 145, C150/ 165 und C175/ 190 zugeordnet. Zur Klassifizierung des Zugtragverhaltens von UHFB sieht die UHFB-Richtlinie neun Leistungsklassen von UHFB3,0 bis UHFB8,0 vor, wobei der numerische Teil der Bezeichnung dem sogenannten Grundwert der zentrischen Nachrisszugfestigkeit in N/ mm² entspricht. Allgemeine Regeln für die Bemessung und Konstruktion von Tragwerken des Hoch- und Ingenieurbaus aus stahlfaserbewehrtem UHFB werden in Teil-1 der UHFB-Richtlinie enthalten sein. Spezielle Regeln für die Instandsetzung und Verstärkung mit UHFB fasst Teil-5 der Richtlinie zusammen. Bei der Anwendung von stahlfaserbewehrtem UHFB als Auf beton in der Brückeninstandsetzung und -verstärkung können zwei Konstruktionsweisen unterschieden werden. Erfährt der UHFB-Auf beton keine nennenswerten Zugkräfte aus den auf den Verbundquerschnitt wirkenden Lastschnittgrößen, gewährleistet allein die Verformungsfähigkeit des stahlfaserbewehrten UHFB auch ohne zusätzliche Betonstahlbewehrung, dass keine die Dichtigkeit gefährdenden Makrorisse entstehen. Sind dagegen größere Zugspannungen aus Lastbeanspruchung aufzunehmen oder soll die Tragfähigkeit des bestehenden Überbaus gezielt erhöht werden, ist eine Kombination mit Betonstahlbewehrung zweckmäßig. Durch das Zusammenwirken beider Bewehrungsarten entstehen auch unter hohen Zugdehnungen sehr kleine Rissabstände und Rissbreiten, wodurch die Dichtigkeit und der Korrosionsschutz der Bewehrung auch im gerissenen Zustand sichergestellt werden können. Die Betondeckung kann dabei gegenüber normal- und hochfestem Beton deutlich reduziert werden. Für die Bemessung des durch das Zusammenwirken von altem Betonbauteil und UHFB-Auf beton entstehenden Verbundquerschnitts sind neben den mechanischen Eigenschaften des stahlfaserbewehrten UHFB insbesondere der Zustand des bestehenden Tragwerks, die zum Verstärkungszeitpunkt vorhandenen Vorverformungen sowie die Auswirkungen von Kriechen und Schwinden zu berücksichtigen. Zur Sicherstellung des Verbunds zwischen altem Querschnittsteil und UHFB-Auf beton muss die spätere Verbundfuge mittels Hochdruckwasserstrahlen sorgfältig vorbereitet werden. Auf die Anordnung von Verbundmitteln kann im Allgemeinen verzichtet werden, was einen wesentlichen Vorteil gegenüber Querschnittsergänzungen aus normal- oder hochfestem Beton darstellt. Bei der Bestimmung der Biegetragfähigkeit eines mit UHFB-Auf beton verstärkten Bauteils werden die üblichen, aus dem Stahlbetonbau bekannten Annahmen getroffen. Besonders hohe Tragfähigkeitssteigerungen können erzielt werden, wenn der mit Betonstahl bewehrte UHFB-Auf beton in der Zugzone des Verbundquerschnitts liegt. Bei der Querkraftbemessung profitiert das Verbundbauteil in erster Linie von einer gegenüber dem alten Betonbauteil vergrößerten statischen Nutzhöhe beziehungsweise einem größeren inneren Hebelarm. Bei der Verstärkung von Bauteilen mit rechnerisch erforderlicher Querkraftbewehrung kann es notwendig werden, den UHFB-Auf beton mittels einer Anschlussbewehrung an das Fachwerkmodell des Verbundbauteils anzuschließen. Liegt der UHFB-Auf beton in der Druckzone des Verbundquerschnitts, kann in den meisten Fällen darauf verzichtet werden. Besondere Aufmerksamkeit erfordern darüber hinaus die Ausbildung von Arbeitsfugen im UHFB-Auf beton sowie die Verbundsicherung an Bauteilrändern. Angesichts der hohen Zahl an Straßenbrücken in Deutschland, die instandgesetzt oder ertüchtigt werden müssen, hat die UHFB-Verbundbauweise das Potenzial, zu einer nachhaltigen und ressourcenschonenden Regelbauweise zu werden. Mit der UHFB-Richtlinie werden die hierfür benötigten einheitlichen technischen Regeln zur Verfügung gestellt. Literatur [1] Habel, K.; Denarié, E.; Brühwiler, E. (2005) Bauteile aus ultrahochleistungsfähigem Faserbeton (UHPFRC) und traditionellem Stahlbeton: Eine innovative Lösung zur Instandsetzung und Veränderung bestehender Betonbauten. Beton- und Stahlbetonbau 100, H.- 2, S.- 124-131. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.200590028 [2] Brühwiler, E.; Denarié, E. (2013) Stahl-UHFB - Stahlbeton Verbundbauweise zur Verstärkung von bestehenden Stahlbetonbauteilen mit Ultra- Hochleistungs-Faserbeton (UHFB). Beton- und Stahlbetonbau 108. H.- 4, S.- 216-226. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.201200076 [3] Brühwiler, E. (2022) Erneuerung von Stahlbetonbrücken mithilfe von UHFB. Beton- und Stahlbetonbau 117, H.-9, S.-720-732. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202200041 [4] Schmidt, M.; Leutbecher, T.; Fehling, E.; Middendorf, B. (2025) Ultrahochfester Beton für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken - Teil- 1: Anwendungsmöglichkeiten, Werkstoff und Konstruktion. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 3-14. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400086 [5] Schmidt, M.; Leutbecher, T.; Fehling, E.; Middendorf, B. (2025) Ultrahochfester Beton für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken - Teil-2: Herstellung des UHFB, Bauausführung und Qualitätssicherung. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.-15-26. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400088 7. Brückenkolloquium - September 2026 133 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) [6] Denkinger, M.- D.; Buitelaar, P. (2006) Ertüchtigung orthotroper Fahrbahnplatten von Stahlbrücken. Stahlbau 75, H.- 7, S.- 602-604. https: / / doi. org/ 10.1002/ stab.200690078 [7] Methner, R.; Müller, R. (2019) Brückeninstandsetzung, Ertüchtigung und Abdichtung mit Ultrahochfestem-Faserbeton (UHFB) - Erfahrungen an drei Schweizer Großbrücken. Beton- und Stahlbetonbau 114, H.-2, S.-126-133. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201800088 [8] Bredow, D.; Brühwiler, E.; Thorstensen, R.- T.; Schacht, G. (2023) Anwendung von UHFB im Brückenbau - Beispiele und Herausforderungen für die Praxis. Bautechnik 100, H.- 8, S.- 494-500. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.202300074 [9] Brühwiler, E. (2025) Ertüchtigung von Stahlbetonbrücken mit UHFB - Erfahrungen aus 400+ Anwendungen. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 68-78. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400072 [10] Buitelaar, P.; Oettel, V. (2025) Instandsetzung und Verstärkung von Bestandsbrücken mit UHFB-Aufbeton in den Niederlanden. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.-90-98. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400101 [11] Vítek, J. L.; Vráblík, L.; Coufal, R. (2025) Strengthening of structures with UHPC - experiments and experience from application. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 99-109. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400095 [12] Hadl, P.; Pietra, R.- d.; Hoang, K.- H.; Pilch, E.; Tue, N.- V. (2015) Anwendung von UHPC als direkt befahrener Aufbeton bei der Integralisierung eines bestehenden Brückenbauwerks in Österreich. Beton- und Stahlbetonbau 110, H.- 2, S.- 162-170. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201400091 [13] Freytag, B.; Huß, M.; Mayer, M.; Randl, N.; Tue, N. V. (2025) Brückensanierung mit UHFB in Österreich. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 79-89. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400087 [14] Wilkening, M.; Buitelaar, P.; Oettel, V. (2025) Nachhaltigkeitsbetrachtungen zur Verstärkung und Instandsetzung von Brücken mit UHFB-Aufbeton. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.-40-53. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400089 [15] Strotmann, A.; Jungwirth, J. (2025) Gespritzter UHFB zur Biegeverstärkung von Stahlbeton mit dünnen Schichten. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 54-67. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400085 [16] SIA- 2052: 2016-03+C1: 2017-07 (2017) Ultra- Hochleistungs-Faserbeton (UHFB) - Baustoffe, Bemessung und Ausführung. Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein. [17] Österreichische Bautechnik Vereinigung (ÖBV) (2023) Richtlinie „UHPC“. März 2023. Wien: ÖBV. [18] Pelke, E.; Jaborek, A.; Berger, D.; Brühwiler, E. (2018) Überführungsbauwerk der L3378 bei Fulda- Lehnerz. Erster Einsatz von UHFB in Deutschland im Straßenbrückenbau. Teil- 1: Projektentwicklung und Baudurchführung. Beton- und Stahlbetonbau 113, H.- 11, S.- 831-841. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201800050 [19] Orgass, M.; Klitsch, B.; Wißler, M.; Tauscher, F.; Dehn, F. (2018) Überführungsbauwerk der L3378 bei Fulda-Lehnerz. Erster Einsatz von UHFB in Deutschland im Straßenbrückenbau. Teil-2: Betontechnologie und Qualitätssicherung. Beton- und Stahlbetonbau 113, H.- 11, S.- 821-830. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.201800067 [20] Mayer, M.; Heinlein, U.; Reichel, M.; Schießl-Pecka, A.; Gaidzik, C. (2026) Ertüchtigung und Abdichtung einer vorgespannten Autobahnbrücke mit UHFB. Beton- und Stahlbetonbau, S.-1-12. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.70167 [21] Pelka, C.; Frenzel, M.; Lorenz, E.; Riedel, T.; Kämke, K.; Schmidt, P.; Bösche, T.; Hennecke, M.; Jungwirth, J. (2026) UHFB im Netz der Deutschen Bahn: Instandsetzung von Bestandsbrücken mit dem Ultrahochleistungs-Faserverbundbaustoff. Beton- und Stahlbetonbau, S.- 1-12. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.70172 [22] DIN- EN- 1992-1-1: 2011-01+A1: 2015-03 (2015) 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 + A1: 2014. Berlin: Beuth. [23] DIN- EN- 1992-1-1/ NA: 2013-04+NA/ A1: 2015-12 (2015) Nationaler Anhang - National festgelegte Parameter - Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken - Teil- 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau mit Änderung A1. Berlin: Beuth. [24] DIN- EN- 1992-2: 2010-12 (2010) Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken - Teil 2: Betonbrücken - Bemessungs- und Konstruktionsregeln; Deutsche Fassung EN 1992-2: 2005 + AC: 2008. Berlin: Beuth. [25] DIN- EN- 1992-2/ NA: 2013-04 (2013) Nationaler Anhang - National festgelegte Parameter - Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken - Teil 2: Betonbrücken - Bemessungs- und Konstruktionsregeln. Berlin: Beuth. [26] Fehling, E.; Schmidt, M.; Walraven, J.; Leutbecher, T.; Fröhlich, S. (2013) Ultrahochfester Beton UHPC in: Bergmeister, K.; Fingerloos, F.; Wör- 134 7. Brückenkolloquium - September 2026 Instandsetzen und Verstärken von Brücken mit Aufbeton aus stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) ner, J.-D. [Hrsg.] Beton-Kalender- 2013. Berlin: Ernst- &- Sohn, Band- 2, S.- 117-239. https: / / doi. org/ 10.1002/ 9783433602591.ch9 [27] Leutbecher, T. (2008) Rissbildung und Zugtragverhalten von mit Stabstahl und Fasern bewehrtem Ultrahochfesten Beton (UHPC) [Dissertation]. Universität Kassel. Kassel: kassel university press. Schriftenreihe Baustoffe und Massivbau, H.-9. [28] DIN- EN- 206: 2021-06 (2021) Beton - Festlegung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität; Deutsche Fassung EN 206: 2013+A2: 2021. Beuth, Berlin. [29] DIN- EN- 14651: 2007-12 (2007) Prüfverfahren für Beton mit metallischen Fasern - Bestimmung der Biegezugfestigkeit (Proportionalitätsgrenze, residuelle Biegezugfestigkeit); Deutsche Fassung EN-14651: 2005+A1: 2007. Berlin: Beuth. [30] Leutbecher, T.; Rebling, J. (2018) Experimentelle Untersuchungen zur Ableitung der zentrischen Nachrisszugfestigkeit von UHFB aus Biegeversuchen. Bauingenieur 93, H.-11, S.-463-472. https: / / doi.org/ 10.37544/ 0005-6650-2018-11-81 [31] Hadl, P.; Gröger, J.; Tue, N.-V. (2015) Experimentelle Untersuchungen zur Streuung im Zugtragverhalten von Stahlfaserbeton. Bautechnik 92, H.- 6, S.-385- 393. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.201500008 [32] Hadl, P.; Tue, N.- V. (2016) Einfluss der Faserzugabe auf die Streuung im Zugtragverhalten von Stahlfaserbeton. Beton- und Stahlbetonbau 111, H.- 5, S.- 310-318. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201600002 [33] Leutbecher, T.; Heck, L.; Schleiting, M. (2022) Prüfung von UHFB nach DIN EN 14651 - Zum Einfluss der Probekörperherstellung auf die Prüfergebnisse. Beton- und Stahlbetonbau 117, H.- 6, S.- 410-421. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202200027 [34] Di Prisco, M.; Fehling, E.; Leutbecher, T.; Thiemicke, J.; Toutlemonde, F.; Walraven, J.; Zani, G. (2022) Ultra High Performance Fibre Reinforced Concrete in: Fédération internationale du béton (fib) [ed.] Fibre Reinforced Concrete: State-of-the- Art report. Lausanne: Fédération internationale du béton (fib), pp.-316-380. fib Bulletin No.-105. [35] Seidel, M.; Müller, C. (2014) Autogene Schwindrissneigung vom ultra-hochfestem Beton in: Schmidt, M.; Fehling, E.; Fröhlich, S.; Thiemicke, J. [Hrsg.] Nachhaltiges Bauen mit ultra-hochfestem Beton, Ergebnisse des Schwerpunktprogramms 1182 gefördert durch die Deutsche Forschungsgemeinschaft (DFG). Schriftenreihe Baustoffe und Massivbau, H.- 22. Kassel: kassel university press, S.-177-196. [36] Ewert, J.; Lemberg, S.; Budelmann, H. (2014) Grundlagen und Anwendung von dünnen, faserbewehrten UHPC-Schichten auf Betonbauteilen in: Schmidt, M.; Fehling, E.; Fröhlich, S.; Thiemicke, J. [Hrsg.] Nachhaltiges Bauen mit ultra-hochfestem Beton, Ergebnisse des Schwerpunktprogramms 1182 gefördert durch die Deutsche Forschungsgemeinschaft (DFG). Schriftenreihe Baustoffe und Massivbau, H.- 22. Kassel: kassel university press, S.-281-290. [37] Müller, H. S.; Burkart, I.; Budelmann, H.; Ewert, J.; Mechtcherine, V.; Dudziak, L.; Müller, C.; Eppers, S. (2010) Time-dependent behaviour of ultra high performance concrete (UHPC) in: Third International fib Congress incorporating the PCI Annual Convention and Bridge Conference 2010. Washington DC, USA, May 29-June 2, 2010. Chicago: Precast Prestressed Concrete Institute (PCI), pp.-5556-5570. [38] Yüksel, S.; Leutbecher, T. (2026) A model for restrained shrinkage in rebar-reinforced in: Proceedings of the 16 th fib International PhD Symposium in Civil Engineering, Vienna, Austria, Sept.- 9-11, 2026, pp.-1-8. [39] Jungwirth, J. (2006) Zum Zugtragverhalten von zugbeanspruchten Bauteilen aus Ultra-Hochleistungs-Faserbeton [Dissertation]. EPFL Lausanne. [40] Leutbecher, T.; Fehling, E. (2009) Rissbildung und Zugtragverhalten von mit Fasern verstärktem Stahlbeton am Beispiel ultrahochfesten Betons - Teil-1: Rissmechanische Zusammenhänge. Beton- und Stahlbetonbau 104, H.- 6, S.- 357-367. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.200900677 [41] Leutbecher, T.; Fehling, E. (2009) Rissbildung und Zugtragverhalten von mit Fasern verstärktem Stahlbeton am Beispiel ultrahochfesten Betons - Teil- 2: Experimentelle Untersuchungen und Anwendungsbeispiele. Beton- und Stahlbetonbau 104, H.- 7, S.- 406-415. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.200900679 [42] Charron, J.- P.; Denarié, E.; Brühwiler, E. (2007) Permeability of ultra high performance fiber reinforced concretes (UHPFRC) under high stresses. Materials and Structures 40, No.- 3, pp.- 269-277. https: / / doi.org/ 10.1617/ s11527-006-9105-0 [43] Rafiee, A. (2012) Computer Modeling and Investigation on the Steel Corrosion in Cracked Ultra High Performance Concrete [Dissertation]. Universität Kassel. Kassel: kassel university press. Schriftenreihe Baustoffe und Massivbau, H.-21. [44] Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt): Technische Regel „Instandhaltung von Betonbauwerken“ (TR Instandhaltung) - Teil- 1: Anwendungsbereich und Planung der Instandhaltung. Stand Mai 2020. Berlin: DIBt. [45] Wilkening, M.; Voß, S.; Schmidt, B.; Oettel, V. (2025) Untersuchungen zur Rauigkeit und Tragfähigkeit von Verbundfugen zwischen normalfestem Beton und UHFB. Beton- und Stahlbetonbau 120, Sonderheft Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, S.- 27-39. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.202400084 [46] Wilkening, M.; Oettel, V. (2026) Schubtragfähigkeit von UHFB-NB-Verbundfugen unter monotoner und zyklischer Beanspruchung. Beton- und Stahlbetonbau 121, H.-2, S.-126−137. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.70055 7. Brückenkolloquium - September 2026 135 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) UHFB-Fahrbahnen, UHFB-Spritzbeton zur Biege- und Querkraftverstärkung, innovative Konstruktionsprinzipien Prof. Dr. Jörg Jungwirth Hochschule München Zusammenfassung Brückeninstandsetzungen und -verstärkungen mit stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) stellen eine effiziente Methode dar, um die Lebensdauer von Brückenbauwerken zu verlängern und sie an neue Anforderungen anzupassen. Der Investitionsstau in der Verkehrsinfrastruktur kann dadurch effizient abgebaut werden. Im vorliegenden Beitrag werden aktuelle Methoden zur Instandsetzung und Verstärkung mit UHFB anhand von wissenschaftlichen Studien und ausgeführten Projekten dargestellt sowie die Perspektive für zukünftige Einsätze aufgezeigt. Der derzeitige Hauptanwendungsfall zur Instandsetzung von Bauwerken mit UHFB in Deutschland ist die Overlay-Technologie. Darüber hinaus gibt es eine Vielzahl weiterer Methoden zur Instandsetzung und Verstärkung von Verkehrsinfrastrukturbauwerken mit UHFB. Durch seine besonderen Eigenschaften kann UHFB gleichzeitig mehrere Instandsetzungsziele bedienen. So kann UHFB beispielsweise sowohl die Abdichtung als auch die statische Verstärkung erfüllen und zugleich als Fahrbahnoberfläche dienen. Dabei können unterschiedliche Applikationsmethoden und Verstärkungsprinzipien zum Einsatz kommen. Im Beitrag werden ausgeführte Projekte und entwickelte Konzepte vorgestellt, darunter der Einsatz von UHFB als Ultra-thin Whitetopping an Busfahrspuren, die Biege- und Querkraftverstärkungen mit gespritzten UHFSB sowie die Instandsetzungen von Bahnbrücken. Dadurch werden die praktische Umsetzbarkeit und das Potenzial der Technologie veranschaulicht und ein Ausblick auf zukünftige Anwendungsgebiete und Methoden gegeben. Gemeinsam mit der Landeshauptstadt München wurde eine Bushaltestelle mit einem Ultra-thin Whitetopping aus UHFB realisiert. Durch den Einsatz von UHFB für die Busfahrspur könnten die Tragfähigkeit und Lebensdauer der hochfrequentierten Busspuren gesteigert werden. Die Reduzierung von Instandhaltungs- und Sanierungskosten durch den Einsatz von UHFB ermöglicht es, Ressourcen effizienter zu nutzen und gleichzeitig die Umweltbelastung zu verringern. An der Hochschule München konnte gezeigt werden, dass UHFB auch als Spritzbeton (UHFSB) unter Einsatz konventioneller Gerätetechnik eingesetzt werden kann, wobei die typischen Materialeigenschaften von UHFB erhalten bleiben. Untersuchungen an biegebelasteten UHFSB-Stahlbeton-Verbundbalken bestätigen, dass die UHFSB-Verstärkungsschicht vorhandene Makrorisse im Stahlbeton effektiv überbrückt und die Tragfähigkeit effizient gesteigert wird. Um das Potenzial der mechanischen Eigenschaften aufzuzeigen, wird die Biege- und Querkrafttragfähigkeit von UHFB-verstärkten Stahlbetonbalken dargestellt und durch erste Erfahrungen an verstärkten Bauteilen ergänzt. Abschließend wird ein Ausblick auf den Einsatz von UHFB für Bahnbrücken gegeben. Bahnbrücken weisen häufig Abdichtungsprobleme unter dem Gleisoberbau auf, die zur Durchfeuchtung der darunter liegenden Strukturen und damit zu Dauerhaftigkeitsmängeln führen. Aktuelle Regelwerke erfordern zudem höhere Ansprüche an Entfluchtung und Platzbedarf für Spaten, was eine Erweiterung des Lichtraumprofils erfordert. Die Abdichtung und Herstellung regelkonformer Flucht- und Betriebswege kann durch einen dünnwandigen Schottertrog aus UHFB - ggf. ergänzt um beidseitige Kragträger - erfolgen, hergestellt in Ortbetonbauweise oder als Fertigteil. 1. Einführung Der anhaltende Investitionsstau in der Verkehrsinfrastruktur stellt unsere Gesellschaft vor erhebliche sozioökonomische Herausforderungen. Viele bestehende Brückenbauwerke erreichen aufgrund kontinuierlich steigender Verkehrsbelastungen sowie fortschreitender Alterungsprozesse das Ende ihrer rechnerischen Nutzungsdauer. Um die operative Verfügbarkeit des Verkehrsnetzes zu gewährleisten, gewinnen effiziente Methoden zur Lebensdauerverlängerung und Traglaststeigerung im Bestand zunehmend an Bedeutung gegenüber ressourcenintensiven Ersatzneubauten. Eine technologisch und wirtschaftlich vielversprechende Maßnahme stellt in diesem Kontext die Instandsetzung und Verstärkung von Ingenieurbauwerken unter Verwendung von stahlfaserbewehrtem ultrahochfestem Beton (UHFB) dar [1]. Durch das optimierte Gefüge und die Zugabe von Stahlfasern zeichnet sich UHFB durch eine extrem hohe Druck- und Zugfestigkeit sowie eine weitgehende 136 7. Brückenkolloquium - September 2026 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) Dichtigkeit gegenüber schädigenden Medien wie Chloriden aus. Diese synergetischen Materialeigenschaften erlauben es, im Zuge einer Sanierung mehrere Instandsetzungsziele gleichzeitig zu realisieren. UHFB fungiert dabei nicht nur als dauerhafte Bauwerksabdichtung, sondern trägt gleichzeitig zur statischen Ertüchtigung des Tragwerks bei und kann im Bedarfsfall direkt als hochverschleißfeste Fahrbahnoberfläche genutzt werden. Während sich in Deutschland in den letzten Jahren primär die sogenannte Overlay-Technologie - das Aufbringen dünner UHFB-Schichten auf Brückenfahrbahnplatten - als Standardverfahren etabliert hat, existiert ein weitreichendes Spektrum an weiteren Applikationsmethoden und Verstärkungsprinzipien. Der vorliegende Beitrag widmet sich der systematischen Darstellung dieser aktuellen Methoden und analysiert deren verfahrenstechnische sowie konstruktive Umsetzung anhand bereits ausgeführter Praxisprojekte und erweitert diese Betrachtung mit einem Ausblick auf zukünftige Anwendungskonzepte. Hierbei wird sowohl auf eigene Entwicklungen und Projekte Bezug genommen als auch auf wegweisende Projekte der Verkehrsträger Straße und Schiene, die der Autor nur in Teilaspekten begleitet hat. Das Spektrum der untersuchten Anwendungsfälle umfasst dabei unter anderem den Einsatz von UHFB als Ultra-thin Whitetopping zur Ertüchtigung hochfrequentierter Busfahrspuren, die Applikation von gespritztem ultrahochfestem Faserbeton (UHFSB) zur gezielten Biege- und Querkraftverstärkung sowie spezialisierte Instandsetzungskonzepte für Bahnbrücken. Ziel dieses Beitrags ist es, die praktische Umsetzbarkeit dieser Technologie zu veranschaulichen, das inhärente Potenzial für die Infrastrukturerhaltung aufzuzeigen und einen fundierten Ausblick auf zukünftige Anwendungsgebiete sowie innovative Ausführungsmethoden zu geben. 2. Busfahrspuren Im Rahmen eines Pilotprojekts wurden in Kooperation mit der Landeshauptstadt München (LHM) zwei stark frequentierte Busspuren mit erheblicher Spurrillenbildung instandgesetzt [2]. Bei der Pilotmaßnahme wurde eine 7-cm starke, bewehrte Deckschicht aus UHFB als Ultra-thin Whitetopping (UTW) eingebaut (Abb. 1). Die Stärke der UHFB-Tragschicht wurde mit 7-cm konservativ gewählt und mit Bemessungsansätzen des Straßenbaus für gebettete Platten nach Westergaard/ Eisenmann/ Eid nachgewiesen [3]. Aufgrund der tiefgehenden Schäden musste mehr vom bestehenden Auf bau abgetragen werden als ursprünglich geplant. sodass sich eine Abtragtiefe von durchschnittlich 13 cm ergab. Für die notwendige Griffigkeit wurde die Oberfläche mittels Schleifen und Rillenfräsen (Grinding and Grooving) behandelt bzw. mit einer Splitmatrix versehen. Abb. 1: Querschnitt der Busspur im Bestand (oben) und nach der Instandsetzung (unten) Im Rahmen des Pilotprojekts wurden aufgrund der neuartigen Bauweise großzügige zeitliche Puffer eingeplant, was zu einer Gesamtsperrung der Spur von ca. 21-Tagen führte. In der Bauzeit wird ein hohes Optimierungspotenzial gesehen, sodass die Instandsetzung zukünftig in wenigen Tagen erfolgen kann. Für die neue Deckschicht wird in Anlehnung an Schmidt [4] eine wartungsarme Nutzungsdauer von 54 Jahren erwartet, was eine signifikante Verbesserung gegenüber dem konventionellen Verfahren darstellt. Um einen langfristig schädigungsfreien Übergang von der bestehenden, weicheren Asphaltschicht auf die neu zu errichtende UHFB-Deckschicht sicherzustellen, wurde senkrecht zur Fahrtrichtung eine Übergangskonstruktion in Form eines Endbalkens mit Übergangskeil entwickelt. Der Auf bau ist in Abb. 2 dargestellt. Parallel zur Fahrtrichtung wurde aufgrund der verhältnismäßig wenigen zu erwartenden Überfahrten auf eine solche Konstruktion verzichtet. Der Übergang erfolgt hier mit einer stumpfen Fuge. Weitere Informationen zur technischen Umsetzung des Projekts können [2] entnommen werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 137 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) Abb. 2: Auf bau der Übergangskonstruktion zwischen bestehendem Asphalt und eingebrachtem UHFB Um eine hohe Griffigkeit der Fahrbahnoberfläche beim Bremsen und Beschleunigen der Busse zu gewährleisten, wurden die Oberflächen der beiden Busspuren einer speziellen Behandlung unterzogen. In einer zuvor durchgeführten Studie wurden mehr als 10 verschiedene Arten der Oberflächenvorbereitung mit einem 3D-Scanner auf ihre Oberflächenrauheit analysiert und mit einem Skid Resistance Tester (SRT-Pendel) getestet, um die Griffigkeit eines rollenden Rades zu überprüfen. Aufgrund der Ergebnisse wurde für die Oberflächenvorbereitung einer Busspur (Typ 1) das Schleifen und Rillenfräsen (Abb. 3) gewählt (SRT = 80), während die Oberfläche der zweiten Busspur (Typ 2) mit einer zusätzlichen 2 cm dicken UHPC-Schicht mit einer Splitmatrix (Abb. 4) aus Granit (2/ 5) ausgeführt wurde (SRT = 82). Das Schleifen und Rillenfräsen für Typ 1 wurde bereits 2 Tage nach dem Einbau durchgeführt, um eine gute Verarbeitbarkeit des hochfesten UHPFRC zu gewährleisten. Die Oberfläche für Typ 2 wurde mit Höchstdruck-Wasserstrahlen aufgeraut, um einen guten Verbund mit der Splittermatrix zu erzielen. Abb. 3: Herstellen der Rauigkeit der Fahroberfläche durch Schleifen und Rillenfräsen Abb. 4: Herstellen der Rauigkeit der Fahroberfläche durch Splitmatrix Der von Westergaard [5] vorgeschlagene und von Eisenmann [6] sowie Eid weiterentwickelte Berechnungsansatz für UTWs geht von einer elastischen, gebetteten Platte mit perfektem Verbund zwischen der Asphalt- und der UHPFRC-Schicht aus. Dies bietet einen geeigneten Ansatz zur Bewertung der inneren Spannungen in den Schichten des Verbundbauteils sowie der Haftung zwischen den Schichten (Abb. 5). Abb. 5: Spannungen in mehrschichtigen UTW nach Westergaard-Eisenmann-Eid [5] 138 7. Brückenkolloquium - September 2026 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) Bei der Bestimmung der geeigneten Dicke der UHPFRC- Deckschicht gilt es, die Anforderungen an die Tragfähigkeit mit den Materialkosten und den baulichen Einschränkungen in Einklang zu bringen. Die erforderliche Dicke lässt sich anhand von Grundsätzen der Straßenbelagsplanung berechnen, die an die Eigenschaften von UHPFRC angepasst wurden. Die Leistungsfähigkeit von UTW mit UHPFRC wird anhand von Kriterien wie Tragfähigkeit, Dauerhaftigkeit und Beständigkeit gegenüber Umwelteinflüssen bewertet. Eine detaillierte Beschreibung der Berechnung ist in Jungwirth 2024 enthalten [2]. Dieses UTW-Konzept für die Instandsetzung von Busspuren vereint die vorteilhaften Eigenschaften von UHPFRC (Tragfähigkeit, Wasserundurchlässigkeit, Beständigkeit gegen mechanischen Abrieb und Chlorideindringen) und führt somit zu einer wartungsarmen, äußerst langlebigen und damit nachhaltigen Lösung. Das Projekt verdeutlicht das Potenzial des Einsatzes von UHPFRC als UTW im Straßenbau. Die Anwendung dünner UHPFRC-Schichten ermöglicht einen minimalen Eingriff in bestehende Strukturen, reduziert den Ressourcenverbrauch und minimiert die Menge an Abbruchmaterial. Die mechanischen Eigenschaften des Materials und seine Beständigkeit gegenüber aggressiven Medien lassen eine lange Lebensdauer mit sehr geringem Wartungsaufwand erwarten. Zukünftige Anwendungen zielen darauf ab, die Schichtdicke weiter zu optimieren und herkömmliche Bewehrungen einzusetzen, um die Wirtschaftlichkeit zu verbessern. Das Verfahren lässt sich direkt auf Fahrspuren im Bereich des Brückenbaus übertragen. Der Fahrbahnauf bau ist dünner und leichter als eine traditionelle Asphaltfahrbahn, wobei der UHFB gleichzeitig die Aufgabe der Abdichtung übernimmt. Die hohe Dauerhaftigkeit führt zu einer langen Nutzungsdauer des Brückentragwerks ohne größere Instandsetzungsmaßnahmen und einhergehende Sperrung bzw. Verkehrseinschränkung des Bauwerks. Es wird aktuell ein Langzeitmonitoring der sanierten Busfahrspuren durchgeführt, um die Dauerhaftigkeit und die Gesamtlebensdauer zu bewerten. Es werden regelmäßige Inspektionen durchgeführt, und nach knapp 3-Jahren (Stand: Juli-2026) wurden keine größeren Schäden festgestellt. 3. Biege- und Querkraftverstärkung mit UHFB Spritzbeton Der Einbau von UHFB als Overlay zielt häufig nur auf die Anwendung als Abdichtung ab, oder er wird, wie im oben dargestellten Fall, zusätzlich als direkt befahrbare Deckschicht eingesetzt. UHFB kann darüber hinaus aufgrund seiner hohen Festigkeit als effiziente Verstärkung von Bauwerken eingesetzt werden. 3.1 UHFB Spritzbeton Ultra-Hochleistungs-Faserbeton (UHFB) kann als Spritzbeton (Abkürzung: UHFSB) in einer optimierten Form des Werkstoffes eingesetzt werden. An der Hochschule für angewandte Wissenschaften München (HM) wurden Untersuchungen mit einer speziell entwickelten Mischung des Unternehmens Holcim (Ductal ® -Shotcrete+) für die Anwendung des Ultrahochleistungswerkstoffs als Spritzbeton (Nassspritzverfahren) durchgeführt (Abb.-6). Die Verarbeitung ist hierbei weitgehend mit konventioneller Gerätetechnik möglich [8]. Abb. 6: Applikation von UHFB im Spritzverfahren Die typischen Materialeigenschaften von klassischem UHFB werden beim Materialeinbau im Spritzverfahren in gleicher Weise wie bei der traditionellen Verarbeitung erreicht. Der Spritzvorgang führt zu einer anisotropen, vorwiegend oberflächenparallelen Faserorientierung [9], [10]. Wie auch bei UHFB besteht eine direkte Korrelation zwischen Faserorientierung und Druckfestigkeit [11]. Abb. 7: Faserorientierung bei gespritztem UHFB Die Druckfestigkeit senkrecht zur Spritzrichtung liegt je- nach getesteten Zylindern oder Würfeln zwischen ca. 120-N/ mm 2 und 130-N/ mm 2 . In Spritzrichtung wurde eine Druckfestigkeit von bis zu ca. 190-N/ mm 2 beobachtet [9]. Der E-Modul beträgt im Mittel 41,5-kN/ mm 2 und die Zugfestigkeit liegt bei den Untersuchungen an prismatischen gelenkig gelagerten Proben bei 6,0- N/ mm 2 . In weiteren Untersuchungen an knochenförmigen UHFSB-Proben in Anlehnung an die SIA-2052 [7] konnte ein verfestigendes Verhalten unter zentrischer Zugbelastung festgestellt werden [12]. Zudem wurden Biegezugfestigkeiten in Abhängigkeit der Orientierung der Proben zur Herstellungsrichtung in Anlehnung an die DAfStb-Richtlinie „Stahlfaserbeton“ [13] zwischen 15,6-N/ mm 2 und 23,5-N/ mm 2 festgestellt [9]. Durch die Applikation als gespritzter UHFSB ergeben sich erweiterte Anwendungsmöglichkeiten. Es können nicht nur annähernd horizontale Flächen mit dem Einbau von oben und Abziehen mit einer Rüttelbohle oder weitgehend ebene mit Schalelementen begrenzte Flächen hergestellt werden, sondern auch komplexe Geo- 7. Brückenkolloquium - September 2026 139 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) metrien mit erschwerter Zugänglichkeit. Für die Sanierung und Verstärkung mit UHFB ergeben sich hiermit erweiterte Anwendungsmöglichkeiten. Für die klassischen Schadensbilder im Brückenbau durch Einwirkung aus den verschiedenen Expositionen (siehe Abb.-8 links) können somit zusätzlich zu den Sanierungsmöglichkeiten mit klassischem UHFB (hier in Grün dargestellt) auch auf der Unterseite des Brückenüberbaus und in schwer zugänglichen Bereichen der Unterbauten liegende Bauteile saniert und verstärkt werden (dargestellt in Blau). Abb. 8: Erweiterte Anwendungsmöglichkeiten (Grafik angelehnt und erweitert nach ASTRA-Bericht [14]) 3.2 Biegeverstärkung Die Verstärkung mit UHF(S)B zur Erhöhung der Biegetragfähigkeit ist mittlerweile eine in internationalen Richtlinien und Normen (SIA [7], ÖBV [15] etc.) geregelte Bauweise und wurde bereits in verschiedensten Verstärkungsprojekten eingesetzt. Der grundsätzliche Berechnungsansatz berücksichtigt hierbei die resultierende Kraft der Faserwirksamkeit im mikrogerissenen UHFB zusammen mit ihrem Hebelarm und verrechnet diese - wie bei der klassischen Stahlbetonbemessung - mit den Traganteilen aus den Resultierenden der Betondruckzone und dem Bewehrungsstahl (im Bestandsbauteil und/ oder der UHFB-Schicht) (Abb.-9). An der Hochschule München wurden hierzu Untersuchungen an bereits vorgeschädigten und vorbelasteten Stahlbetonträgern durchgeführt [16]. Die aktuellen Untersuchungen zeigen, dass es bei vorgeschädigten Stahlbetonträgern im Bereich vorhandener Risse zu einer Clusterbildung mit Risslokalisierung der Multirisse im UHFB kommt. Abb. 9: Modell zur Biegebemessung von bewehrtem UHFB in der Zugzone [7] Abb. 10: Modell der Rissbildung eines Stahlbeton-UHFB- Verbundelements unter Biegung Für die Studie wurden Stahlbetonbalken mittels einer aufgebrachten Zwangsverformung vorgeschädigt (GZG, Rissweite 0,2-mm) und im verformten Zustand mit einer UHFSB-Auf betonschicht verstärkt (Abb. 11). Anschließend wurden die Balken bis zum Versagen (GZT) belastet und die Rissbildung im UHFB und Stahlbeton mittels digitaler Bildkorrelation (DIC) analysiert. Abb. 11: Versuchsdurchführung des Stahlbetonträgers mit UHFSB-Schicht mit offengehaltenen Rissen inkl. der Stahlkonstruktion im Vier-Punkt-Biegeversuch 140 7. Brückenkolloquium - September 2026 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) Neben den Referenzprobekörpern aus reinem Stahlbeton Ref-1/ 2/ 3 wurden Stahlbetonkörper mit UHFSB-Ergänzungsschicht Ua-1/ 2/ 3 und Stahlbetonkörper mit bewehrter UHFSB-Ergänzungsschicht Ub-1/ 2/ 3/ 4 untersucht (Abb. 12). Entsprechend der oben dargestellten Tragwirkung des UHFB ergibt sich erwartungsgemäß gegenüber den Referenzproben (rot) eine Erhöhung der Tragfähigkeit durch die UHFB-Auf betonschicht (grün) und der mit Bewehrungsstahl bewehrte UHFB-Schicht (blau). Weiterhin kann beobachtet werden, dass bei sämtlichen verstärkten Proben die Durchbiegungen über den Versuchsverlauf sowie unter maximaler Last signifikant kleiner sind als bei den Referenzproben. Es ist ebenso festzustellen, dass die Probekörper durch die UHFSB-Schicht ein weniger ausgeprägtes Ankündigungsverhalten des Versagens aufweisen. Hierbei sind bis zur Maximalbelastung mit bloßem Auge keine Risse zu erkennen. Erst kurz vor der Maximallast öffnet sich ein Multiriss im UHFSB, mit dem die Entfestigung des UHFSB einhergeht. Abb. 12: Versuchskörper mit variabler Bewehrung (links) und Verstärkungswirkung (blau und grün) gegenüber Referenzprobe (rot) ausgewertet als Last-Durchbiegungskurve (rechts) Um die reduzierte Verformungskapazität zu veranschaulichen, ist es notwendig, sich den Rissbildungsprozess genauer anzuschauen. Hierzu wurde die Rissbildung der Probebalken mittels digitaler Bildkorrelation (DIC) analysiert (Abb.-13). Hierbei zeigt sich eine Clusterung der Risse im UHFB im Bereich der Risse des Stahlbetons. Die Risse bilden sich über den Belastungsverlauf in der Interaktion zwischen Stahlbeton und (bewehrten) UHFB aus. Zunächst öffnen sich die bereits durch die Vorbelastung entstandenen Risse im Stahlbeton und bilden verzweigte, sehr feine Risse in der UHFB-Schicht aus. Aufgrund der Verbundwirkung mit dem UHFB entstehen bei weiterer Belastung neue Risse im Stahlbeton, wodurch der Rissabstand und somit die Rissweiten gegenüber einem nicht verstärkten Balken reduziert werden. Somit verhält sich der Balken steifer (geringere Durchbiegung) bei geringeren Rissweiten. Abb. 13: Visualisierung des Rissbildes (DIC) 3.3 Querkraftverstärkung Im Gegensatz zur Biegeverstärkung ist die Querkraftverstärkung mit UHFB ein bisher wenig eingesetztes Verfahren. Ein Vergleich eines durch dünne UHFSB-Schichten an den Stegseiten verstärkten Stahlbetonbalkens mit einem baugleichen unverstärkten Versuchskörper zeigt signifikante Traglaststeigerungen bei der Querkraft sowie ein duktileres Bauteilversagen. Die Auswertung der Messergebnisse und Rissbilder zeigt eine Umlagerung des Versagensmechanismus von Querkraftzu Biegezugversagen. Für die an der Hochschule München durchgeführte Studie zur Querkraftverstärkung bestehender Betonbauteile mit dünnen Auf betonschichten aus UHFSB wurden ein unverstärkter Stahlbetonbalken mit nur geringer Querkraftbewehrung als Referenzversuch (QKV-20), so- 7. Brückenkolloquium - September 2026 141 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) wie ein baugleicher, UHFSB-verstärkter Versuchskörper (QKV-U20) untersucht (Abb. 14). Der Stahlbetonträger wurde an den Stegflächen mit UHFB verstärkt und einer kombinierten Querkraft- und Biegebelastung ausgesetzt. Das Tragverhalten wurde mithilfe herkömmlicher Messverfahren und digitaler Bildkorrelation analysiert, um die Rissentwicklung und die Mechanismen der Lastumverteilung zu erfassen. Abb. 14: Versuchsauf bau und Abmessungen der Querkraftversuche Die Versuchsergebnisse zeigen, dass die Verstärkung mit UHFB zu einer erheblichen Verbesserung des gesamten Tragverhaltens führt (Abb.- 15). Im Vergleich zum unverstärkten Referenzprobekörper wies der verstärkte Träger eine Tragfähigkeitssteigerung von etwa 16-% auf, begleitet von einer deutlichen Verbesserung der Duktilität und einem ausgeprägten Verfestigungsverhalten. Die fortschreitende Aktivierung und die rissüberbrückende Wirkung der Stahlfasern trugen wesentlich zur Stabilisierung des Tragverhaltens nach dem Rissbildungseintritt bei. Abb. 15: Last - Durchbiegungskurve der Referenzprobe (QKV-20) und UHFB-verstärkten Probe (QKV-U20) Darüber hinaus führte die Verstärkungsmaßnahme zu einer grundlegenden Verschiebung des maßgeblichen Versagensmechanismus. Während der Referenzprobekörper spröde und vorwiegend auf Querkraft versagte, zeigte der verstärkte Träger eine Umlagerung hin zu einem Biegeversagen (Abb.- 16). Die Verstärkung führt somit zu einem günstigeren und besser vorhersagbaren Tragverhalten und bestätigt die Wirksamkeit von UHPFRSC bei der Verbesserung des Querkrafttragverhaltens und der Lastumlagerungsfähigkeit. Abb. 16: Rissbild zur Darstellung der Versagensmodi visualisiert mit digitaler Bildkorrelation. Die Ergebnisse unterstreichen zudem den positiven Einfluss der UHPFRSC-Schicht auf die Steifigkeit und die Begrenzung der Rissweiten. Der verstärkte Prüfkörper weist eine verzögerte Rissbildung, eine geringere Risslokalisierung und ein homogeneres Rissbild auf, was zur Verbesserung der Gebrauchstauglichkeit und der Dauerhaftigkeit beitragen kann. Die Ergebnisse zeigen, dass das Auf bringen von UHPFRSC im Spritzverfahren, insbesondere bei der Kombination von Biege- und Querkraftverstärkung, eine hochwirksame und bautechnisch einfach herzustellende Lösung für die Verstärkung bestehender Stahlbetonkonstruktionen darstellt, insbesondere in geometrisch komplexen Bereichen wie den Stegen von Brückenüberbauten. Die Kombination aus hoher mechanischer Leistungsfähigkeit, effizienter Anwendung und Nachhaltigkeitsaspekten macht diese Technik für die Sanierung unserer Verkehrsinfrastruktur höchst attraktiv. 4. Ausblick: Konzepte für den Bahnbrückenbau Bahnbrücken weisen häufig Abdichtungsprobleme unter dem Gleisoberbau auf, die zur Durchfeuchtung der darunter liegenden Strukturen und damit zu Dauerhaftigkeitsmängeln führen. Aktuelle Regelwerke erfordern zudem höhere Ansprüche an Entfluchtung und Platzbedarf für Spaten, was eine Erweiterung des Lichtraumprofils erfordert. Die Abdichtung und Herstellung regelkonformer Flucht- und Betriebswege kann durch einen dünnwandigen Schottertrog aus UHFB - ggf. ergänzt um beidseitige Kragträger - erfolgen. Die Systeme lassen sich in Ortbetonbauweise oder als Fertigteile/ Halbfertigteile ausführen. Solche Konzepte kommen international bereits vermehrt zum Einsatz und wurden nun auch erstmals bei Brücken der Deutschen Bahn realisiert [18]. 142 7. Brückenkolloquium - September 2026 Perspektiven des Verstärkens mit Ultrahochleistungsfaserbeton (UHFB) Literatur [1] Bunje, K., Fehling, E. & Leutbecher, T. (2024): Ultrahochfester Beton für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken. Teil-1: Anwendungsmöglichkeiten, Werkstoff und Konstruktion. In: Beton- und Stahlbetonbau, Sonderheft: Instandsetzung und Verstärkung von Brücken mit UHFB, Ernst & Sohn Verlag, Berlin. [2] J. Jungwirth, A. Strotmann, O. Sikorski, M. Braun, S. Vogt, Durable retrofitting for highly loaded bus lanes using Ultra-High Performance Fibre Reinforced Concrete (UHPFRC) as Ultra-Thin Whitetopping (UTW), AFGC Int. Symposium, UHPFRC 2024, Menton, 2024. [3] J. Eisenmann, G. Leykauf, Betonfahrbahnen, 2.-Aufl., Ernst, Berlin [u. a.], 2003. [4] C. Schmidt, Konstruktion und Wirtschaftlichkeit von Whitetopping aus Hochleistungsbeton für Fahrbahnen, kassel university press GmbH, 2012. [5] Westergaard, H. M. (1926): Stresses in Concrete Pavements Computed by Theoretical Analysis. In: Public Roads 7.2, S. 25-35. ISSN: 0033-3735. [6] Eisenmann, N.-J. (1979): Betonfahrbahnen: Handbuch für Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau, Entwurf - Berechnung - Ausführung, Ernst & Sohn Verlag. [7] SIA 2052 (2016) Ultra-Hochleistungs-Faserbeton - Baustoffe, Bemessung und Ausführung. Zürich, Schweiz: Schweizerischer Ingenieur und Architektenverein. [8] Jungwirth, J. et al. (2020) Innovative Retrofitting and Strengthening of Reinforced Concrete Structures using Ultra-High Performance Shotcrete. In: - Fehling, E.; Middendorf, B. [Hrsg.] HiPerMat 2020 - 5 th International Symposium on Ultra-High Performance Concrete and High Performance Materials. Kassel, Germany. [9] Strotmann, A., Jungwirth, J. et al. (2021) Grundlagenuntersuchung zu Ultra-Hochleistungs Faserverstärktem Spritzbeton (UHFSB) für die Instandsetzung und Verstärkung von Beton- und Stahlbetonbauteilen. In: Galler, R.; Goger, G.; Kusterle, W. [Hrsg.] Spritzbeton-Tagung 2021. Alpbach, Österreich, S. 201-220. [10] Kronau, M. Jungwirth, J. et al. (2024) Evaluation of fibre orientation of Ultra-High Performance Fibre Reinforced Shotcrete with an optoanalytical approach. In: G. Balázs [Hrsg.] 15 th fib International PhD Symposium in Civil Engineering (2024), Budapest. Budapest, Ungarn. fib - Fédération Internationale du Béton (fib), S. 1193-1200. [11] Riedel, P.; Leutbecher, T. (2020) Einfluss der Faserorientierung und des Fasergehalts auf die Druckfestigkeit von ultrahochfestem Beton. In: Beton- und Stahlbetonbau 115, H. 10, S. 789-800. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202000020 [12] Pollner, T.; Kustermann, A.; Dauberschmidt, C. (2024) Ultra-High Performance Shotcrete under combined Loading from Uniaxial Tensile Stress and Chloride Exposure. In: Fehling, E.; Middendorf,-B.; Thiemicke, J. [Eds.] 6 th International Symposium on Ultra-High Performance Concrete and High Performance Building Materials for Sustainable Construction. Kassel. Kassel University Press, S. 149-152. [13] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (2021) DAfStb- Richtlinie Stahlfaserbeton - mit DIN 1045-3. Berlin: Beuth. [14] Papastergiou, D.; Waldis, W.; Brühwiler, E. (2023): UHFB für die Erhaltung und den Bau von Kunstbauten der Strasseninfrastruktur. ASTRA Bericht 82022, Bern. [15] Österreichische Bautechnik Vereinigung (ÖBV) (2023) Richtlinie „UHPC“, März 2023, Wien [16] Strotmann, A. and Jungwirth, J. (2025), Gespritzter UHFB zur Biegeverstärkung von Stahlbeton mit dünnen Schichten. Beton- und Stahlbetonbau, 120: S.-54-67. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400085 [17] Markreiter, P., Strotmann, A., Unewisse, L., Jungwirth, J., Kueres, D. (2026) Strengthening of reinforced concrete members using UHPFRSC, 7. fib Congress, Lisbon. [18] Pelka, C.; Frenzel, M.; Lorenz, E.; Riedel, T.; Kämke, K.; Schmidt, P.; Bösche, T.; Hennecke, M.; Jungwirth, J. (2026) UHFB im Netz der Deutschen Bahn: Instandsetzung von Bestandsbrücken mit dem Ultrahochleistungs-Faserverbundbaustoff. Beton- und Stahlbetonbau, S. 1-12. https: / / doi. org/ 10.1002/ best.70172 Holz- und Holz-Beton- Verbundbrücken 7. Brückenkolloquium - September 2026 145 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau Ein Erfahrungsbericht Dominik Niewerth Ingenieurbüro Miebach, Lohmar Frank Miebach Ingenieurbüro Miebach, Lohmar Zusammenfassung Die neue Holz-Beton-Verbundbrücke über vier Felder und mit einer Gesamtlänge von 148,80-m im Zuge der Kreisstraße K5357 im Ortenaukreis ist eine beeindruckende Referenz für zukunftsfähiges und klimafreundliches Bauen. Zentrale technische Herausforderungen war die sichere Verbundwirkung zwischen Holzträgern und Betonplatte und die biegesteifen Anschlüsse der Holzträger an die Betonquerträger bei Auslegung für hohe Verkehrs- und Ermüdungslasten. Planung und Bau erforderten eine enge Abstimmung aller Beteiligten, insbesondere wegen komplexer Anschlüsse, Fertigungstoleranzen und logistischer Anforderungen. 1. Einführung Die Vereinbarkeit von Nachhaltigkeit und hoher Tragwerksleistung stellt im Straßeninfrastrukturbau eine Herausforderung mit zunehmender Relevanz dar. Für die Überführung der geplanten Kreisstraße K- 5357 zwischen Haslach und Fischerbach im Kinzigtal über die Kinzig entschied sich das Landratsamt Ortenaukreis für den Umsetzung einer innovativen Holz-Beton-Verbundkonstruktion. Die neue Brücke überspannt in vier Feldern das Kinzigtal mit einer Gesamtlänge von 148,80-m und einer Nutzbreite von 12,30-m. Sie verfügt über eine 6,50- m breite zweistreifige Fahrbahn, bemessen nach Eurocode-Lastmodell 1 (LM1), sowie über einen 3,0-m breiten kombinierten Geh- und Radweg. Prägend für das Projekt ist die Ausbildung eines Verbundtragwerks, das die komplementären Eigenschaften von Holz und Beton gezielt nutzt. Das Brückenbauwerk ist als vierfeldriges Plattenbalkensystem konzipiert. Der Überbau besteht aus fünf Stegen aus blockverklebten Brettschichtholzträgern, die im Verbund mit einer Stahlbetonfahrbahnplatte wirken. Ziel der Planung war es, die für den modernen Straßenverkehr erforderliche Steifigkeit, Dauerhaftigkeit und Ermüdungsfestigkeit zu erreichen und zugleich Eigengewicht, Materialeinsatz und den herstellungsbedingten CO 2 -Ausstoß gegenüber einer herkömmlichen Stahlbeton- oder Spannbetonlösung deutlich zu reduzieren. Dieses Vorhaben belegt, dass ingenieurmäßig eingesetztes Holz bei konstruktiver Durchbildung, Nachweisführung und sorgfältiger Bauorganisation als primärer Baustoff im Straßenbrückenbau eingesetzt werden kann - ohne Abstriche bei der Nutzungsdauer zu machen. 2. Projektziele 2.1 Hauptanforderungen des Bauherrn An die Planung und Realisierung der Kinzigbrücke im Zuge der K 5357 wurden hohe funktionale, technische und wirtschaftliche Anforderungen gestellt. Im funktionalen Kontext bestand die zentrale Aufgabe im Ersatz der bestehenden, stark geschädigten Vorgängerbrücke durch ein leistungsfähiges und dauerhaftes Brückenbauwerk. Das neue Bauwerk musste die uneingeschränkte Nutzbarkeit für den allgemeinen Straßenverkehr einschließlich Schwerverkehr gewährleisten sowie gleichzeitig eine sichere Integration von Rad- und Fußverkehr ermöglichen. Aus technischer und baurechtlicher Sicht waren insbesondere die Randbedingungen des Gewässer- und Hochwasserschutzes der Kinzig zu berücksichtigen. Hieraus ergaben sich Anforderungen an große Spannweiten bei schlanken Konstruktionshöhen. Der Entwurf einer mehrfeldrigen Konstruktion bietet ausreichend Durchflussquerschnitt und Sicherheit im Hochwasserfall. Gleichzeitig waren Tragfähigkeit, Ermüdungssicherheit und Dauerhaftigkeit unter LM1 nach aktuellen Regelwerken sicherzustellen. Ein wesentliches Ziel des Bauherrn war zudem die Realisierung eines Bauwerks mit hoher Dauerhaftigkeit und geringem Unterhaltungsaufwand über den gesamten Lebenszyklus. Die konstruktive Ausbildung sollte eine robuste, wartungsarme Nutzung ermöglichen und gleichzeitig den Anforderungen an moderne Ingenieurbauwerke entsprechen. Neben diesen technischen Aspekten spielten wirtschaftliche Anforderungen eine zentrale Rolle. Gefordert war eine wirtschaftliche Lösung sowohl in der Herstellung 146 7. Brückenkolloquium - September 2026 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau als auch im langfristigen Betrieb, unter Berücksichtigung eines ausgewogenen Verhältnisses von Investitionskosten, Unterhaltungskosten und Nutzungsdauer. Ausschlaggebend für die gewählte Konstruktion ist jedoch das Bestreben, die für den modernen Straßenverkehr erforderliche Tragfähigkeit, Dauerhaftigkeit und Ermüdungsfestigkeit zu erreichen und zugleich Eigengewicht, Materialeinsatz und den herstellungsbedingten CO 2 -Ausstoß gegenüber einer herkömmlichen Stahlbeton- oder Spannbetonlösung deutlich zu reduzieren. Vor diesem Hintergrund wurde bewusst eine innovative und nachhaltige Bauweise gewählt, die neben der technischen Leistungsfähigkeit auch Aspekte wie Ressourcenschonung, CO 2 -Reduktion und regionale Wertschöpfung berücksichtigt und damit über die klassischen Anforderungen an ein Verkehrsbauwerk hinausgeht. Abb. 1: Brückenuntersicht © Conné van d’Grachten/ Ingenieurbüro Miebach 2.2 Verkehrstechnische Bedeutung Die K 5357 ist eine neue Kreisstraßenverbindung zur Verbesserung der Mobilität zwischen Haslach und Fischerbach sowie zur effizienteren Trennung von lokalem und überregionalem Verkehr. Die Linienführung aus der Verkehrsanlagenplanung erfordert eine Querung der Kinzig mit einem Querschnitt, der motorisierten Verkehr und aktive Mobilität integriert: eine 6,50-m breite zweistreifige Fahrbahn nach Eurocode LM-1, einen 3,00-m breiten Rad- und Gehweg sowie einen 0,80-m breiten Dienstgehweg. Durch die Bündelung des Verkehrs auf der neuen Trasse werden die bestehenden Ortsdurchfahrten spürbar entlastet und die Verkehrsabläufe insbesondere im Bereich der Anschlussstellen optimiert. Neben dem motorisierten Verkehr kommt der Brücke eine besondere Bedeutung für den nichtmotorisierten Verkehr zu: Die integrierte Rad- und Gehwegverbindung schafft eine sichere und attraktive Querung und stärkt die Alltagsmobilität im Kinzigtal. 3. Tragwerkskonzept Abb. 2: Brückenansicht © Conné van d’Grachten/ Ingenieurbüro Miebach Von Beginn an war das Projekt als Pilotvorhaben konzipiert. Während Holz-Beton-Verbundsysteme (HBV) im Fuß- und Radwegbrückenbau bereits erfolgreich zahlreich eingesetzt werden, ist ihre Anwendung bei klassifizierten öffentlichen Straßen mit Schwerverkehr für Lastmodell 1 (LM1) bislang weniger anzutreffen - insbesondere in dieser Größenordnung. Mit der Kinzigquerung verfolgt der Bauherr bewusst eine Anwendung der Holz-Beton-Verbundbauweise für eine klassifizierte Straßenbrücke, um die technische Machbarkeit und Dauerhaftigkeit unter Einhaltung europäischer Normen nachzuweisen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 147 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau Abb. 3: Regelquerschnitt © Ingenieurbüro Miebach und RS Ingenieure Der Überbau ist als fünfstegiges Plattenbalkensystem in Holz-Beton-Verbundbauweise ausgeführt. Das hybride Konzept kombiniert die hohe Zugfestigkeit, das geringe Eigengewicht und die Nachhaltigkeit des Holzes mit der Druckfestigkeit, Steifigkeit und Dauerhaftigkeit des Stahlbetons. Die Fahrbahnplatte aus Beton nimmt die Achs- und Horizontallasten aus dem Straßenverkehr auf und übernimmt die Queraussteifung des Brückenüberbaus. Der auskragende Plattenrand schützt die darunterliegenden Holzbauteile vor direkter Bewitterung und gewährleistet eine dauerhafte, wartungsarme Konstruktion. Neben der strukturellen Effizienz verbessert die Materialwahl die Umweltbilanz und trägt zur architektonischen Qualität der Brücke bei. Abb. 4: Visualisierung Tragwerksauf bau © Ingenieurbüro Miebach 3.1 Verbundwirkung zwischen Betonplatte und Holzträgern Ein effizienter Schubkraftübertrag zwischen Fahrbahnplatte und Holzträgern ist entscheidend für Tragfähigkeit und Langzeitverhalten. Die Verbundwirkung wird über Kerven in den Holzträgern hergestellt, über die der Schubfluss an der Holz-Beton-Grenzfläche übertragen wird. Exzentrische Lasteinleitungen erzeugen zusätzliche Zugkräfte, die durch eingeklebte Bewehrungsstäbe mit Kopfankern gesichert werden. Die Kerven wurden nach DIN CEN/ TS 19103 bemessen, während der Zugkraftanschluss nach DIN EN 1995-1-1 in Verbindung mit der allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung Z-9.1-705 nachgewiesen wurde. In Kombination ergibt sich eine duktile, zuverlässige Verbundverbindung, die für ermüdungsrelevante Lastfälle des Schwerverkehrs nachgewiesen wurde. Abb. 5: Vorfertigung der Holzträger mit Verbundmitteln © Ingenieurbüro Miebach 3.2 Biegesteifer Anschluss an Stahlbetonquerträger An Widerlagern und Pfeilern sind Stahlbetonquerträger in den Auflagerachsen angeordnet. Die Holzträger werden dort biegesteif über formschlüssige Details und 148 7. Brückenkolloquium - September 2026 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau Zugverankerungen mit eingeklebten Stahlstäben angeschlossen. Dadurch bleiben die Holzbauteile von feuchtegefährdeten Lagerzonen fern, in denen sich Wasser und Ablagerungen ansammeln können, und die horizontale Krafteinleitung in Lager und Unterbau wird vereinfacht. Der Anschluss ist in ein oberes und ein unteres Stahlbauteil gegliedert. Das obere Bauteil überträgt ausschließlich Normalkräfte und koppelt gegenüberliegende Holzträger über einen Druck-/ Zugstab, der mit eingeklebten Gewindestangen verankert ist. Das untere Bauteil überträgt Normalkräfte sowie vertikale und horizontale Querkräfte (Vz und Vy). Die vertikale Querkraft Vz wird über eine Stahl-Schubnocke übertragen, während die horizontale Querkraft Vy über eine Stahl-Zuglasche eingeleitet wird. Der Querdruck zwischen Stahl und Holz wird durch eingeklebte Gewindestangen aufgenommen. Das differenzierte Anschlusskonzept gewährleistet klare Lastpfade, eine robuste Kraftübertragung und eine dauerhafte konstruktive Ausbildung in den kritischen Auflagerbereichen. Abb. 6: vormontierte Stahlteile für den Querträgeranschluss © Ingenieurbüro Miebach Abb. 7: gefügte Querträgeranschlüsse auf der Baustelle © Ingenieurbüro Miebach 4. Planungs- und Ausführungsherausforderungen der Holz-Beton-Verbundbrücke Die Planung einer Holz-Beton-Verbundbrücke für eine klassifizierte Straße stellte höhere Anforderungen als konventionelle Stahlbetonprojekte. Als Pilotanwendung erforderte die Kinzigbrücke eine sorgfältige Betrachtung des Tragverhaltens, der konstruktiven Durchbildung, der Nachweisführung und der Bauverfahren. Eine zentrale Aufgabe war der Nachweis der Verbundwirkung unter Verkehrslasten und Ermüdung in einem mehrfeldrigen Durchlauftragwerk. Durch die Durchlaufwirkung ergeben sich negative Momentenbereiche (Stützmomente). In diesen Bereichen entstehen Zugspannungen an der Oberseite der Betonplatte, die zu Rissen führen, wenn die Zugfestigkeit des Betons überschritten wird. Die Berücksichtigung des Zustands II (gerissener Beton) war eine zentrale Projektherausforderung. Die Effekte erforderten eine detaillierte Betrachtung der Laststellungen, des Langzeitverhaltens und der Gebrauchstauglichkeit. Besonderes Augenmerk lag auf dem Schubkraftübertrag an der Verbundfuge und der Rissbreitenbegrenzung der Betonplatte zur Sicherstellung eines zuverlässigen Tragverhaltens unter Eurocode-Lastmodell 1. Auch die Materialübergänge waren herausfordernd - sowohl der Verbundanschluss zwischen Platte und Trägern und insbesondere die biegesteifen Anschlüsse an die Stahlbetonquerträger. Diese erforderten eine präzise Durchbildung, enge Fertigungstoleranzen und eine frühe Abstimmung zwischen Planung und Ausführung. Hinzu kamen Anforderungen an die Bauablaufplanung: Der hohe Vorfertigungsgrad machte eine sorgfältige Planung von Transport, Montage und temporären Abstützungen notwendig. Temporäre Lastfälle vor Erreichen des vollständigen Verbundzustands wurden explizit nachgewiesen, um ungewollte Spannungsspitzen zu vermeiden. Der Pilotcharakter des Projekts erforderte insgesamt eine intensivierte Koordination aller Beteiligten. Die kontinuierliche Abstimmung von Planung und Bauausführung erwies sich als entscheidend für eine sichere und wirtschaftliche Umsetzung und unterstreicht den Wert einer frühen Integration von Entwurfs- und Ausführungskompetenz. 7. Brückenkolloquium - September 2026 149 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau 5. Bauphase: Koordination, Logistik und Toleranzmanagement Abb. 8: Luftbild Bauphase © Ingenieurbüro Miebach Die Ausführung erforderte aufgrund der hybriden Bauweise und der Kombination aus teilvorgefertigten Elementen und Ortbeton besondere Aufmerksamkeit hinsichtlich Koordination, Logistik und Toleranzen. Zentral war die Abstimmung zwischen Holz- und Stahlfertigung, Betonarbeiten und Brückenmontage. Der Überbau wurde feldweise aus großformatigen, vorgefertigten Holzelementen montiert, die in den Achsen der Querträger über Stahlbauteile verbunden wurden; anschließend erfolgte das Ortbetonieren der Fahrbahnplatte. Terminpläne, Toleranzen und Montageabfolgen mussten präzise aufeinander abgestimmt werden. Regelmäßige Koordinationsbesprechungen zwischen Bauunternehmen, Holzlieferant und Planern erwiesen sich als wesentlich, um Schnittstellen frühzeitig zu klären. Auch die Logistik war entscheidend. Anlieferung, Kranleistungen und temporäre Lagerung wurden auf die feldweise Montage sowie den Bauablauf der Querträger und der Fahrbahnplatte abgestimmt, durch den der vollständige Verbundzustand aktiviert wurde. Abweichungen hätten zu ungünstigen temporären Lastzuständen oder erhöhtem Anpassungsaufwand geführt. Das Toleranzmanagement war aufgrund der Kombination aus teilvorgefertigten Elementen und Ortbeton besonders anspruchsvoll. Kleine geometrische Abweichungen aus der Fertigung, den Lagerpositionen oder temporären Abstützungen konnten sich kumulieren und die Passgenauigkeit der Verbundanschlüsse beeinträchtigen. Zur Risikominimierung wurden konservative Toleranzen festgelegt und Justiermöglichkeiten in die Stahlanschlüsse integriert. Eine kontinuierliche Vermessung und enge Kommunikation zwischen Bauleitung und Planung hielten Abweichungen innerhalb zulässiger Grenzen. Insgesamt zeigte die Bauphase, dass Holz-Beton-Verbundbrücken für den Straßenverkehr effizient realisierbar sind, wenn Koordination, Logistik und Toleranzkontrolle als integrale Bestandteile des Tragwerkskonzepts verstanden werden. 6. Holz im Straßenbrückenbau: Dauerhaftigkeit, Schutz und Langzeitverhalten Der Einsatz von Holz bei hochbelasteten Straßenbrücken ist planerisch sensibel zu berücksichtigen, insbesondere im Hinblick auf Feuchtebeanspruchung, Dauerhaftigkeit und den Wartungsaufwand. Gemäß DIN EN 1995-2/ NA ist die Holzkonstruktion als geschütztes Bauteil ausgeführt [1] Der Schutz erfolgt durch den seitlichen Überstand der Betonfahrbahnplatte und der Kappen sowie durch eine durchgehende Abdichtung auf der Betonplatte. Der Überstand schützt die Holzträger vor direkter Bewitterung und Schlagregen. Die konstruktive Ausbildung stellt eine ausreichende Luftzirkulation sicher, wodurch Ventilation gefördert und Feuchteanreicherung vermieden wird. Als redundante Maßnahme sind alle Holzoberflächen im Kontaktbereich mit Beton mit Epoxidharz versiegelt. Die Holzträger sind damit der Nutzungsklasse 2 für geschützten Außenbereich nach DIN EN 1995-1-1 zuzuordnen. Aufgrund der technischen Trocknung des Brettschichtholzes und der Wirksamkeit des konstruktiven Holzschutzes besteht kein Risiko für Pilz- oder Insektenbefall, sodass auf chemischen Holzschutz verzichtet werden kann. Alle Holzbauteile erhalten eine diffusionsoffene Beschichtung mit UV-Schutz, die primär dem Schutz vor Verschmutzungen während Transport und Montage dient. Die Dauerhaftigkeit hängt im Wesentlichen vom Fahrbahnaufbau ab. Die Rissbreiten der Stahlbetonplatte sind auf weniger als 0,2 mm begrenzt, um die Wirksamkeit der Abdichtung zu unterstützen. Der Fahrbahnaufbau entspricht den Anforderungen der ZTV-ING und umfasst eine bituminöse Abdichtung sowie Asphalttragschichten für hohe Verkehrsbelastungen. Die Brücke ist für eine Nutzungsdauer von 100 Jahren gemäß neuem Eurocode FprEN 1995-2 ausgelegt [2]. 6.1 Instandhaltung der Holzkonstruktion Die Instandhaltungskosten im Holzbau werden laut einer Studie der Deutschen Gesellschaft für Holzforschung auf weniger als 1 % der ursprünglichen Baukosten pro Jahr geschätzt [3]. Es wird erwartet, dass geeignete Schutzmaßnahmen die Holzkonstruktion so wirksam vor Umwelteinflüssen bewahren, dass eine Lebensdauer erreicht wird, die mit der von Brücken aus konventionellen Materialien wie Stahl oder Beton vergleichbar ist. Im Gegensatz zu Stahl- oder reinen Betonkonstruktionen ist bei Holztragwerken keine Prüfung auf Korrosion erforderlich. Der entscheidende Faktor für die Dauerhaftigkeit von Holzkonstruktionen ist der Feuchtigkeitsgehalt des Holzes. Dieser sollte dauerhaft bei maximal 20 % liegen. Unterhalb dieser Schwelle besteht kein Risiko durch Pilz- oder Insektenbefall. Die Hauptaufgabe der Wartung besteht somit darin, die Wirksamkeit der Schutzmaßnahmen kontinuierlich zu überprüfen. Bei der hier beschriebenen Konstruktion fungiert die Fahrbahnplatte aus Beton als Dach für das Holztragwerk. Aus Redundanzgründen wird für das Holztragwerk in den Kontaktflächen zum Beton zusätzlich eine Abdichtung z. B. aus einer Epoxidharzbeschichtung vorgesehen. 150 7. Brückenkolloquium - September 2026 Deutschlands größte Holz-Beton-Verbundbrücke - Ein Meilenstein im klimafreundlichen Infrastrukturbau 6.2 Bauwerksprüfung Die RI-EBW-PRÜF ist in Bezug auf Holzbrücken leider unverhältnismäßig restriktiv. Es lässt sich jedoch keine pauschale Forderung nach jährlichen Prüfungen oder jährlichen Holzfeuchtemessungen ableiten. Der entsprechende Passus lautet wie folgt: „Bei geschützten Konstruktionen ist bei einem Verdacht auf eine erhöhte Feuchtebeanspruchung, z. B. aufgrund ihrer Lage im Bereich von Gewässern oder Ähnlichem, eine Gefährdungsanalyse durchzuführen, auf deren Grundlage eine Verkürzung der Prüfintervalle nach DIN 1076 empfehlenswert sein kann.“ [4] In einem Forschungsprojekt der FH Erfurt sind neun bedeutende Holzbrücken einem langjährigen Holzfeuchtemonitoring unterzogen worden. Die Forschungsergebnisse der FH Erfurt aus dem Forschungsvorhaben ProTimb zeigen eindrücklich, dass bei wirksamem konstruktivem Holzschutz die Holzfeuchte dauerhaft unter 20 % gehalten wird. Dies gilt sowohl für Brücken über Gewässer als auch für Brücken im Sprühnebelbereich über Straßen [5]. Eine Gefährdung durch erhöhe Feuchtebeanspruchung liegt für den Bauort und die Konstruktion nicht vor. Die Konstruktion ist oberseitig vollflächig dauerhaft geschützt. Der Schlagregenschutz ist deutlich besser als normativ vorgeschrieben. Die Konstruktion berücksichtigt in allen Bereichen eine gute Luftzirkulation, sodass ein Abtrocknen begünstigt wird. Auf Basis der Forschungsergebnisse, der konkreten Entwurfsausgestaltung sowie des Bauorts ist es angemessen und ausreichend, die üblichen Prüfintervalle nach 5.2 (Hauptprüfung alle 6 Jahre) und 5.3 (Einfache Prüfung alle 3 Jahre) der DIN 1076: 2026-01 zugrunde zu legen [6]. 7. Ausblick: zukünftige Holz-Beton-Verbundbrücken Die Kinzigbrücke markiert einen wichtigen Meilenstein in der Entwicklung von Holz-Beton-Verbundtragwerken für die Straßeninfrastruktur in Deutschland. Über ihre unmittelbare Funktion hinaus hat das Projekt wertvolle technische und organisatorische Erkenntnisse für zukünftige Anwendungen geliefert. Es belegt eindrucksvoll, dass Holz-Beton-Verbundsysteme die Anforderungen an Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit klassifizierter Straßen erfüllen können, wenn Verbundwirkung, Durchlaufwirkungen und Materialübergänge konsequent ausgebildet werden. Die gewonnenen Erfahrungen mit durchlaufenden Systemen, biegesteifen Auflageranschlüssen und ermüdungsrelevanten Lastfällen haben die Entwurfsmethodik für hybride Brücken weiter gestärkt. Auf diesen Erkenntnissen lässt sich auf bauen und Holz- Beton-Verbundkonzepte für ein breiteres Spektrum an Brückentypen weiterentwickeln, darunter Radwegbrücken mit kurzen und mittleren Spannweiten sowie kombinierte Bauwerke für motorisierten Verkehr und aktive Mobilität. Schwerpunkte liegen auf der Standardisierung von Details, der Vereinfachung von Anschlüssen und der Erhöhung des Vorfertigungsgrads zur weiteren Verbesserung von Baubarkeit und Wirtschaftlichkeit. Vor dem Hintergrund zunehmender Nachhaltigkeitsanforderungen stellen Holz-Beton-Verbundbrücken eine technisch ausgereifte und ökologisch verantwortungsvolle Alternative zu konventionellen Lösungen dar. Die Kinzigbrücke dient damit als Referenzprojekt und zeigt, wie hybride Bauweisen zu einer neuen Generation dauerhafter, effizienter und klimabewusster Straßenbrücken beitragen. Literatur [1] Deutsches Institut für Normung e.V.: DIN EN 1995-2/ NA: 2021-06. Bemessung und Konstruktion von Holzbrücken. (2021) [2] Technical Committee CEN/ TC 250 “Structural Eurocodes”: FprEN 1995-2: 2025 (E). Eurocode 5 — Design of timber structures — Part 2: Bridges. (2025) [3] Gerold, Matthias: Ablösebeträge für moderne Holzbrücken. Abschlussbericht Forschungsvorhaben, koordiniert durch die DGfH Innovations- und Service GmbH, München. (2005) [4] Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur: Richtlinie zur einheitlichen Erfassung, Bewertung, Aufzeichnung und Auswertung von Ergebnissen der Bauwerksprüfungen nach DIN 1076. (2017) [5] Simon, A.; Arndt, R. W.; Jahreis, M. G.; Koch, J.: Entwicklung einheitlicher Richtlinien für den Entwurf, den Bau, die Überwachung und Prüfung geschützter Holzbrücken. Forschungsprojekt Pro- TimB, Fachhochschule Erfurt, (Stand 12/ 2019) [6] Deutsches Institut für Normung e.V.: DIN 1076: 2026- 01. Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Prüfung und Überwachung. (2026) 7. Brückenkolloquium - September 2026 151 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Wildtierpassage aus vorgespanntem Brettschichtholz Jean-Marc Waeber, Bauingenieur HES Bundesamt für Strassen ASTRA, Ittigen, Schweiz Stéphane Cuennet, Bauingenieur HES Bundesamt für Strassen ASTRA, Ittigen, Schweiz Zusammenfassung Die Wildtierquerungen entlang der Nationalstraße wurden seit Anfang der 2000er Jahre bis 2021 aus Stahlbeton und Spannbeton gebaut. Im Jahr 2021 wurden unsere ersten beiden Wildtierquerungen aus Holz in Betrieb genommen. Seither sind zahlreiche weitere Bauwerke in Holzbauweise entstanden. Hier ein unterschiedlicher und innovativer Entwurf für Holzbauwerke. Abbildung 1: Grundriss © ASTRA 1. Vorwort Die Verkehrsinfrastrukturen des Menschen, insbesondere die eingezäunten Nationalstraßen 1. und 2. Klasse, stellen für Wildtiere häufig Hindernisse dar. Durch die Einzäunung der Nationalstraßen 1. und 2.-Klasse kann das Kollisionsrisiko zwar stark reduziert werden, gleichzeitig führt sie aber zu einer vollständigen Zerschneidung der Nationalstraßen für viele Tierarten. Die bekannten Folgen dieser Lebensraumzerschneidung sind Artenverlust und Isolation von Populationen. Nicht zu vergessen sind auch Wildschäden mit oft erheblichen Folgekosten, wenn z. B. Rothirsche und Wildschweine in ihrem Nahrungsraum eingeschränkt werden. Um die Durchlässigkeit der Nationalstraßen zu erhöhen und damit die Zerschneidungswirkung zu verringern, gibt es - neben dem Bau von teuren Wildtierquerungen - verschiedene Möglichkeiten. 2. Wildtierüberführung Eine Wildtierüberführung ist ein Bauwerk, das speziell für die Nutzung durch Wildtiere errichtet wird. Sie dient vor allem größeren Wildsäugern (z. B. Rothirsch, Reh, Wildschwein), aber auch anderen Tierarten (z. B. Reptilien, Amphibien, Insekten) als Querungshilfe. 152 7. Brückenkolloquium - September 2026 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Abbildung 2: Ansicht des fertigen Bauwerks © ASTRA Wildtierquerungen aus Holz über Nationalstraßen werden in der Schweiz erst seit kurzem realisiert. In Deutschland gibt es einige Beispiele dieser Bauweise. Die Vorteile der Holzbauweise liegen in der schnellen Montage relativ leichter Bauteile. Die Dauerhaftigkeit von Holzkonstruktionen ist gut, wenn sie vor Witterungseinflüssen geschützt sind, wie viele alte gedeckte Holzbrücken beweisen. Holz ist auch unempfindlich gegen Salzeinflüsse. In der Schweiz werden wichtige Holzkonstruktionen seit jeher mit konstruktivem Holzschutz gegen Witterungseinflüsse geschützt, im Gegensatz z. B. zu den skandinavischen Ländern, wo häufig offene, der Witterung ausgesetzte Brückenkonstruktionen aus imprägniertem Holz anzutreffen sind. 3. Wildtierüberführung Koppigen Die Nationalstraße N01 stellt bei Koppigen (Kanton BE) eine Barriere für Wildtierkorridore von nationaler Bedeutung dar. Um dieser Barrierewirkung der Autobahn entgegenzuwirken, plant das ASTRA eine Wildtierquerung in Form einer Überführung. Abbildung 3: genereller Standort © ASTRA Abbildung 4: Standort © ASTRA 3.1 Ziel des Projekts Die Wildtierkorridore werden als beeinträchtigt oder sogar weitgehend unterbrochen angesehen. Die östlich liegende Bahnstrecke und vor allem die Autobahn (N01) wirken als größte Trennelemente. Dabei sind beide Wildtierkorridore von nationaler Bedeutung und bilden zusammen ein Zwischenglied zur Vernetzung Jura und Voralpen. Die betroffenen Zielarten sind insbesondere Wildschweine, Rothirsche, Baummarder, Dachse, Luchse und Rehe. Mit dem Bau der Wildtierpassage sollen die Wildtierkorridore für alle Zielarten reaktiviert und angestrebt werden. Der Projektperimeter wird durch das flache Gelände und die Wälder auf beiden Seiten der Straßen gekennzeichnet. 3.2 Varianten Für die Umsetzung liegen drei Ausführungsvarianten vor. Die Varianten werden nach der Form und dem Material der Hauptträger über der Autobahn benannt: - Variante 1: Bogenträger aus Holz - Variante 2: Gerader Träger aus Holz - Variante 3: Gerader Träger aus Spannbeton 7. Brückenkolloquium - September 2026 153 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Abbildung 5. Foto: ungefähre Lage der Wildtierüberführung © ASTRA Die Variante 1 (Bogenträger aus Holz) kann als schlechteste Variante eingestuft werden und wird verworfen. Aus dem Variantenstudium kann allerdings keine Bestvariante eruiert werden. Die Varianten 2 (gerader Träger aus Holz) und 3 (gerader Träger aus Spannbeton) sind bezüglich „Nutzen und Kosten“ nahezu identisch. Die Variante 2: gerader Träger aus Holz als Bestvariante empfohlen. Die Wahl der Bestvariante ruht auf folgende Vorteile gegenüber der Variante 3: - Geringere graue Energie und CO 2 -Ausstoss - Leichtere Träger vereinfachen die Montagearbeiten (Einsatz Mobilkran) - Leichter Vorteil bei der Portalgestaltung durch den Baustoff Holz - Forderung des regionalen Baustoffes Holz 3.3 Beschreibung des Bauwerks Die Wildtierüberführung besteht aus Holzträgern, die mit einer Überbetonplatte miteinander verbunden werden und auf zwei Widerlagern und einer Mittelabstützung aufgelagert sind. Die Flügelmauern, die Widerlager und die Mittelabstützung werden als geschlossene Stahlbetonwände ausgeführt. Die Mittelabstützung befindet sich zwischen der Nationalstraße und der Kantonstrasse. Widerlagergänge ermöglichen Platz für Inspektionen und Unterhaltsarbeiten an Lagern und Trägern. Die Mittelabstützung weist eine Wandstärke von 0.80 m auf. Es ergibt sich eine Gesamtlänge der Wildtierüberführung gemessen von Innenseite zur Innenseite Widerlager von 49.3 m. Mit Einbezug der Widerlagergänge beträgt die Gesamtlänge 53.3 m. Die Gesamtbreite der Wildtierüberführung mit Einbezug der Portalelemente ergibt sich zu ca. 62 m. Die Holzträger sind jeweils 2 m hoch und leicht gekrümmt. Die Träger erscheinen als von Widerlager zu Widerlager durchgehende leichte Bögen (Bogenstich ca. 0.77 m). Die leichte Bogenform wurde aus ästhetischen (Durchbiegungen) und aus Tragsicherheitsüberlegungen (Exzentrizität Vorspannung) gewählt. Auf die Ausführung eines Bogenträgers mit einem größeren Stich wurde aus folgenden Gründen verzichtet: - Ein flacherer Bogen erzeugt eine bessere Nutzwirkung der Passage durch die Fauna und ermöglicht eine bessere Gestaltung der Oberfläche (z. B. Anlegen von Teichen für Amphibien). - Ungeeigneter Baugrund (Lockergestein statt Felsen) für die Abtragung von grossen Normalkräften aus der Bogenform im Bereich der Auflager. Es wird eine Höhe ab Fahrbahnoberkante von mehr als 6.0 m von tragenden Bauteilen freigehalten, um die Anprallgefahr von Überbauten (Holzträger). Die Brettschichtholzträger sind jeweils 2.0 m hoch und 0.48 m breit. Auf den Holzträgern liegt eine Dreischichtplatte aus Massivholz und darauf eine 0.16 m dicke Stahlbetonplatte (Überbetonplatte). Die Dreischichtplatte dient als verlorene Schalung der Überbetonplatte und hat nur während der Bauphase eine stabilisierende und eine Tragfunktion. Der Schubverbund zwischen den Holzträgern und der Überbetonplatte erfolgt mittels Schubkerven mit Stahlbügeln. Die Überbetonplatte wirkt im Verbundquerschnitt als Biegedruckglied. Auf der Überbetonplatte wird anschließend die Abdichtung des Bauwerks verlegt und der Bodenauf bau der Überführung aufgeschüttet. 154 7. Brückenkolloquium - September 2026 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Abbildung 6: Querschnitt der Überführung Koppigen © ASTRA Abbildung 7: Querschnitt vorgespannte Holzträger im Bereich der Nationalstraße © ASTRA Holzträger: Im Bereich der Nationalstraße weisen die Holzträger folgende Eigenschaften auf: - Brettschichtholz GL24h, Erscheinungsklassierung I (Industrie), Querschnitt 480 x 2000 mm, aus drei Querschnitten 160 x 2000 mm blockverklebt. Oberflächenbehandlung: 3-facher Anstrich mit farbloser wasserverdünnbarer Mittelschichtlasur auf feinstteiliger Reinacrylatbasis. - Spannweite: 36.70 m. - Horizontaler Trägerabstand bis auf die letzten 4 Träger im Portalbereich: 1.30 m. Die Träger werden je mit 16 Monolitzen vorgespannt. Anzahl vorgespannte Holzträger über der Nationalstraße: 42 Träger. 7. Brückenkolloquium - September 2026 155 Innovativer Entwurf in Holzbauweise - Horizontaler Abstand der letzten 4 Träger im Portalbereich: 1.0 m. Die Träger werden nicht vorgespannt. Anzahl nicht vorgespannte Holzträger über der Nationalstraße: 8 Träger. - Gesamte Anzahl Holzträger im Bereich Nationalstraße: 50 Träger. - Dreischichtplatte auf Holzträger: 40 mm dick, Decklagen quer zu den Trägern ausgerichtet. Oberflächenbehandlung: Unterseite mit 1-fachem Anstrich mit farbloser wasserverdünnbarer Mittelschichtlasur auf feinstteiliger Reinacrylatbasis. Versuchsträger: Seitens Projektleitung und Projektverfasser wurde nach einer Evaluation entschieden, das gewählte Tragsystem anhand eines Versuchsträgers im Maßstab 1: 1 zu überprüfen. Der Versuchsträger wurde Ende 2021 auf dem Lagerplatz im Bereich des Rastplatzes „Gurbrü“ errichtet und seitens ETH Zürich mit Messtechnik versehen. Folgende Ziele werden mit der Versuchsdurchführung verfolgt: - Untersuchung der Verbundwirkung des Holz-Beton- Trägers. - Untersuchung des Verhaltens des Trägers bei Aufbringen der Vorspannung. - Langzeitiges Verhalten des Verbundquerschnittes beim Kriechen, Schwinden und Feuchtigkeitsänderungen im Holz. - Untersuchung der Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit der Träger: Durchbiegungen und Witterungsbeständigkeit unter ähnlichen Umgebungsbedingungen (Sprühnebel) wie bei der vorgesehenen Nutzung. - Erhöhung der Kostensicherheit. - Eichung der Modellbildung für die statischen Berechnungen. Erhöhung der Planungssicherheit. Folgende Messpunkte werden kontinuierlich aufgezeichnet: Abbildung 8: Messpunkte © ASTRA Abbildung 9: Versuchsträger © ASTRA Vorspannung: 42 Holzträger über der Nationalstraße werden mit je 16 Monolitzen pro Träger extern vorgespannt. Die Litzen sind gerade durch die gebogenen Holzträger geführt. Dadurch befindet sich der Schwerpunkt der Litzen bei den Auflagern im Zentrum des Trägers, und in der Mitte am unteren Rand von diesem. Mit dieser Anordnung wird im Träger ein negatives Moment erzeugt, mit welchem dem Moment aus Eigen- und Auflast grösstenteils entgegengewirkt wird. Um den Korrosionsschutz zu gewährleisten, sind die Litzen eingefettet und ummantelt. Die ummantelten Monolitzen werden durch ein zusätzliches Kunststoff-Hüllrohr in die genuteten Träger eingelegt. Das Hüllrohr ermöglicht die Auswechslung einzelner Litzen, und verhindert zudem ein Verkleben der Monolitzen mit dem Holz während der Blockverklebung der Holzträger. An den Endverankerungen ist jeweils eine Schutzhaube vorgesehen. Die Ankerplatten werden feuerverzinkt. Zwischen Ankerplatte und Holz wird eine 5 mm dicke 156 7. Brückenkolloquium - September 2026 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Isolationsscheibe eingebaut (Hinweis: Keine elektrische Isolierung). Vorgespannte Holzträger mit Ortbetonplatte in Schubverbund: Die Holzträger und die Überbetonbetonplatte bilden ein Verbundquerschnitt zusammen. Sie leiten die Kräfte aus dem Oberbau in die Widerlager und in die Mittelabstützung weiter. Abbildung 10: Endverankerungen © ASTRA Um Zwängungen im Verbundträger zu verhindern, werden die Holzträger bereits vor Fertigstellung der Überbetonplatte vorgespannt. Die Überbetonplatte wird dabei in mehreren Etappen mit Schwindgassen betoniert, damit der Schubverbund vorübergehend unterbrochen bleibt. Mit dem Schließen der Schwindgassen wird der Schubverbund zwischen Träger und Überbeton hergestellt. 3.4 Dauerhaftigkeit und Unterhalt Bei landschaftspflegerischen Unterhaltsarbeiten auf der Wildtierüberführung können Gartenbaufahrzeuge und -geräte eingesetzt werden. Die Tragkonstruktion wurde auf Nutzlasten für Unterhaltsarbeiten mit einem 16 t schweren Fahrzeug ausgelegt. Der Zugang zu den Widerlagergängen erfolgt durch einen Einstiegsschacht und einer Leiter auf der Wildtierüberführung. Der Schacht hat quadratische Abmessungen mit einer Breite von 1.20 m und ist mit einer wasserdichten Abdeckung verschlossen. Jeder Widerlagergang verfügt über einen Einstiegsschacht. Unterhaltsgeräte können auch straßenseitig mit einem Hebegerät in den Widerlagergang eingeführt werden. Die Zustandskontrolle und der Unterhalt der Holzträger erfolgen von Seite der Verkehrsträger und der Widerlagergänge aus. Je nach untersuchtem Trägerbereich muss evtl. ein Teil der Straße gesperrt und der Verkehr provisorisch umgeleitet werden. Der Austausch eines Trägers kann bei Beschädigung infolge eines außergewöhnlichen Ereignisses (z. B. Explosion) nicht ausgeschlossen werden. Aufgrund des gewählten Tragsystems ist dies mit einem entsprechenden Aufwand realisierbar (lokales Entfernen der Auffüllung, der Abdichtung und des Überbetons, Demontage des beschädigten Holzträgers mit einem Mobilkran). 3.5 Fundationen Im Projektperimeter besteht der Baugrund aus Lockergesteinsschichten. Die Schichtgrenzen verlaufen ähnlich wie die Terrainoberfläche nahezu horizontal. Die Gründungslasten werden innerhalb der gut tragfähigen kiesigsandigen Fazies der Emme-Schotter abgegeben. Die Tieffundationen werden als verrohrte Grossbohrpfähle durchgeführt. Diese ermöglichen hohe Widerstände und stellen ein bewilligungsfähiges Verfahren in Bezug auf den Grundwasserschutz dar. Die Grossbohrpfähle übertragen die Fundationslasten in die kiesig-sandigen Fazies des Emme-Schotters und weisen einen Abstand vom Pfahlfuss bis zur OK Seeablagerung vom dreifachen Pfahldurchmesser aus (Vermeidung Durchstanzgefahr). Baugrundverbesserungsmaßnahmen sind aus wirtschaftlichen und gewässerschutzrechtlichen Maßnahmen ungeeignet. 3.6 Beurteilung der Brandeinwirkung Sollte sich das Tragwerk durch einen PW-Brand entzünden, bleiben der Feuerwehr ca. 15 - 25 Min., um den Brand zu löschen bzw. die Brandausbreitung einzudämmen, bevor er zu groß wird, um ihn zu bekämpfen. Um die Sicherheit der Feuerwehr zu gewährleisten, muss die Tragwerksstabilität in dieser Zeit erfüllt sein. Da die Endverankerungen aus ungeschütztem Stahl sind, leitet dieser die Wärme in die Holzbauteile und begünstigt die Verkohlung. Die Verkohlung mindert die Vorspannwirkung, so dass mit einem Verlust der Vorspannwirkung gerechnet werden muss. Bei einer erfolglosen Intervention ist mit einem stetigen Abbrand der Träger zu rechnen (kein Abklingen des Brandes). In diesem unwahrscheinlichen Fall muss von einem Tragwerksversagen ausgegangen werden. Abbildung 11: Ansicht des Bauwerks © ASTRA 4. Schlussfolgerungen Die Realisierung dieser Tierüberführungen zeigt, wie sich die ortsspezifischen Zwänge auf die Wahl der geeignetsten Struktur auswirken. 7. Brückenkolloquium - September 2026 157 Innovativer Entwurf in Holzbauweise Für dieses Wildtierpassage ist eine Bogenkonstruktion aufgrund der Geologie und der daneben liegenden Kantonstrasse nicht geeignet. In diesem Fall ist die innovative Konstruktion des vorgespannten Holz-Beton-Verbundträgers am besten geeignet. Bei einem Holzbauwerk ist in erster Linie der Witterungsschutz für die Gebrauchstauglichkeit entscheidend. Die großflächige Betonplatte und die darauf angebrachte Abdichtung mit entsprechendem Gefälle zu den Seiten sind bewährte Lösungen zur Abdichtung. Sie versprechen eine lange Dauerhaftigkeit. Die tragende Struktur dieser Wildtierpassage folgt einem sinnvollen Konzept, das dank des Enthusiasmus der Planer gut ausgearbeitet wurde. Stay away from negative people. They have a problem with every solution. Albert Einstein Wildtierüberführung Koppigen - Bauherr bzw. Auslober: Bundesamt für Strassen (ASTRA) - Entwurf: IG RPP c/ o Rothpletz, Lienhard + Cie AG - CH 3000 Bern 22 (Rothpletz/ Lienhard + PINI Smart Engineering + Pirmin Jung Schweiz AG) - Tragwerksplanung: Jürgen Blanke (Rothpletz, Lienhard + Cie AG - CH 3000 Bern 22) - Prüfingenieur: Conzett Bronzini Partner AG - Projektleiter: Jürg Conzett - Ausführung: 2024 - 2025 - Datum der Fertigstellung: fin 2025 - Standort: Koppigen (CH) - Kanton Bern Abbildung 12: Mittlere Wand © ASTRA Verkehrseinwirkungen 7. Brückenkolloquium - September 2026 161 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken Prof. Dr.-Ing. Ursula Freundt Ingenieurbüro Prof. Dr. U. Freundt, Weimar Prof. Dr.-Ing. Gero Marzahn Bundesministerium für Verkehr (BMV), Bonn Dipl.-Ing. Ralph Holst Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Zusammenfassung Die Europäische Kommission hat neue Emissionsziele für schwere Nutzfahrzeuge ab 2030 vorgeschlagen, was die Förderung alternativer Antriebskonzepte unterstützen soll. Diese verursachen Mehrgewichte im Vergleich zu Diesel- LKW, was bei gleicher Gewichtsbeschränkung zu Wettbewerbsnachteilen führt. Der Beitrag untersucht Auswirkungen möglicher Steigerungen der zulässigen Gesamtgewichte um 2 bzw. 4 t auf Brücken im deutschen Bundesfernstraßennetz. Basierend auf WIM-Messungen wurden Verkehrssimulationen für verschiedene Tragsysteme durchgeführt. Ergebnisse zeigen, dass der aktuelle Schwerverkehr bereits zu hohen Auslastungsgraden der Bestandsbrücken führt. Steigerungen der zulässigen Gesamtgewichte können dazu führen, dass mehr Brücken über ihre rechnerischen Tragfähigkeiten hinaus beansprucht werden und damit zusätzliche Instandsetzungen, Verstärkungen und/ oder Ersatzneubauten notwendig werden. Schlüsselwörter: Brückenbeanspruchung, Elektro-LKW, zulässiges Gesamtgewicht, Schwerverkehr, Infrastruktur, Verkehrssimulation 1. Ausgangslage und Hintergrund 1.1 Klimaschutz und Verkehrswende Die Begrenzung der Klimaerwärmung durch effektive Klimaschutzmaßnahmen stellt eine der herausforderndsten Aufgaben der Gegenwart dar. Der Straßenverkehr ist als signifikanter Verursacher von Treibhausgasemissionen ein zentraler Ansatzpunkt für Klimaschutzmaßnahmen. Insbesondere der Schwerverkehr trägt maßgeblich zu den CO 2 -Emissionen im Verkehrssektor bei. Ein gegenwärtig verfolgter Ansatz zur Emissionsreduzierung im Bereich Verkehr ist der Übergang zu alternativen Antriebskonzepten, insbesondere Elektroantriebe und Wasserstoffantriebe. Beide Technologien erfordern jedoch zusätzliche Komponenten zur Energiespeicherung - Batterien bei Elektrofahrzeugen und Tanks bei Wasserstofffahrzeugen. Diese Komponenten erhöhen das Leergewicht der Fahrzeuge erheblich und reduzieren damit die verfügbare Nutzlast bei Einhaltung der bestehenden zulässigen Gesamtgewichtsgrenzen. 1.2 Rechtlicher Rahmen und aktuelle Regelungen Die Europäische Kommission hat im Juli 2023 einen Vorschlag zur Überarbeitung der Richtlinie über Gewichte und Abmessungen (G&D-Richtlinie 96/ 53/ EG) vorgelegt [1]. Derzeit erlaubt die Richtlinie für emissionsfreie Fahrzeuge (Zero-Emission Vehicles, ZEV) ein Mehrgewicht von bis zu zwei Tonnen im Vergleich zum Diesel-LKW bei gleicher Antriebsachslastbeschränkung. Das zulässige Gesamtgewicht für konventionelle Sattelzüge beträgt nach StVZO maximal 40-t, für Fahrzeuge des kombinierten Verkehrs (KV) 42-t [2]. Die Europäische Kommission schlug vor, das zulässige Gesamtgewicht für ZEVs pauschal von 2-t auf 4-t zu erhöhen, wodurch sich ihr zulässiges Gesamtgewicht auf 44-t erhöhen würde. Gleichzeitig sollte die zulässige Antriebsachslast von 11,5-t auf 12,5-t erhöht werden. 1.3 Zustand der Brückeninfrastruktur in Deutschland Die bestehende Brückeninfrastruktur im deutschen Bundesfernstraßennetz wurde auf Basis der zum Errichtungszeitpunkt gültigen Normen und Regelungen erstellt. Für Brücken im Bundesfernstraßennetz wurde bis zur Einführung der DIN-Fachberichte das Lastmodell „BK60/ 30“ der DIN 1072: 1985-12 und vor 1985 das Lastmodell „BK60“ der DIN 1072: 1967-06 verwendet. Nach aktuellen Statistiken (Stand 01.09.2025) sind lediglich 20,4-% der Bestandsbrücken in Bundesautobahnen für das Lastmodell LM1 des DIN-Fachberichts 101 (2003) und höher ausgelegt. Bei den Bundesfernstraßen sind 48-% der Brücken für das Lastmodell BK60/ 30 und höher ausgelegt [3]. Dies bedeutet, dass ein erheblicher Teil der Brückeninfrastruktur bereits für den aktuellen Verkehr nicht ausreichend dimensioniert ist und Modernisierungsbedarf besteht [4]. 162 7. Brückenkolloquium - September 2026 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken 1.4 Verkehrliche Entwicklung Der Straßenverkehr ist in den letzten Jahrzehnten in Deutschland und Europa stetig angestiegen, und aktuelle Verkehrsprognosen zeigen eine Fortsetzung dieses Trends [5]. Verkehrserhebungen an WIM-Stationen zeigen zudem, dass sich nicht alle schweren Nutzfahrzeuge an die gesetzlich geregelten Vorgaben zum zulässigen Fahrzeuggesamtgewicht halten, sondern Überladungen aufweisen [6]. Diese Überladungen führen zu zusätzlichen Beanspruchungen der Brückeninfrastruktur. 2. Problemstellung und Ziel 2.1 Problemstellung Die Einführung alternativer Antriebskonzepte im Schwerverkehr steht im Spannungsfeld zwischen klimapolitischen Zielen und der Leistungsfähigkeit der bestehenden Verkehrsinfrastruktur. Die zentrale Problemstellung lässt sich wie folgt zusammenfassen: 1. Gewichtsnachteile alternativer Antriebe: Elektro- und Wasserstoffantriebe führen zu Mehrgewichten im Vergleich zu konventionellen Dieselantrieben. Bei gleicher zulässiger Gesamtgewichtsgrenze reduziert sich die zulässige Nutzlast, was zu Wettbewerbsnachteilen für die Transportindustrie führt. 2. Infrastrukturelle Grenzen: Die bestehende Brückeninfrastruktur ist bereits für den aktuellen Schwerverkehr teilweise überlastet. Eine Steigerung der Fahrzeuggewichte könnte die Tragfähigkeit weiterer Brücken überschreiten. Darüber hinaus nehmen Alterung und Verschleiß mit höheren Lasten überproportional zu. 3. Überladungen im Realverkehr: Verkehrsmessungen zeigen, dass ein signifikanter Anteil des Schwerverkehrs die zulässigen Gesamtgewichte und Achslasten überschreitet. Diese Überladungen führen bereits jetzt zu erhöhten Beanspruchungen [7]. 4. Zeitliche Diskrepanz: Die Umstellung der Fahrzeugflotte auf alternative Antriebe erfolgt schneller als die Ertüchtigung der Brückeninfrastruktur, insbesondere wenn zusätzliche verkehrspolitische Anreize zur Umstellung auf Elektromobilität geschaffen werden. 2.2 Zielsetzung Ziel der vorliegenden Untersuchungen ist es, eine objektive Entscheidungsgrundlage für die Diskussion, insbesondere auf europäischer Ebene, um höhere zulässige Gesamtgewichte und Achslasten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten zu schaffen. Konkret werden folgende Fragen beantwortet: 1. Welche Auswirkungen hat der aktuelle reale Schwerverkehr (inkl. Überladungen) auf die Beanspruchung von Brücken im Bundesfernstraßennetz? 2. Welche Unterschiede ergeben sich zwischen Realverkehr (mit Überladungen) und regelkonformem Verkehr (Einhaltung der StVZO-Vorgaben)? 3. Inwieweit führen Steigerungen der zulässigen Gesamtgewichte um 2-t bzw. 4-t im realen und StVZO-konformen Verkehr zu zusätzlichen Beanspruchungen der Brückeninfrastruktur? 4. Welche Unterschiede ergeben sich zwischen Realverkehr (mit Überladungen) und regelkonformem Verkehr (Einhaltung der StVZO-Vorgaben)? 5. Können durch veränderte Fahrzeugkonzepte (z.- B. 6-Achs-Fahrzeuge statt 5-Achs-Fahrzeuge) die Beanspruchungen gemindert werden? 6. Unter welchen Bedingungen sind Steigerungen der zulässigen Gesamtgewichte vertretbar? 3. Vorgehensweise 3.1 Methodischer Ansatz Die Untersuchungen basieren auf einem mehrstufigen methodischen Ansatz, der Verkehrssimulationen, strukturelle Berechnungen und statistische Auswertungen kombiniert [8], [9]. Das Vorgehen gliedert sich in folgende Schritte: Schritt 1 (Referenz): Wahrscheinlichkeitstheoretische Ermittlung charakteristischer Beanspruchungen ausgewählter Brückensysteme infolge des aus Messwerten ermittelten aktuellen Verkehrs mit zulässigem Gesamtgewicht nach StVZO (max. zGG: 40- t, für kombinierten Verkehr (KV): 44-t). Schritt 2: Wie Schritt 1 bei Steigerung des zGG von 40-t auf 42-t bzw. KV-Verkehr von 42-t auf 44-t. Schritt 3: Wie Schritt 1 bei Steigerung des zGG von 40-t auf 44-t bzw. KV-Verkehr von 42-t auf 46-t. Im Rahmen des dritten Schrittes werden alle Fahrzeuge mit fünf Achsen mit einem Gewicht ab 42-t durch Fahrzeuge mit sechs Achsen ersetzt. Dadurch verbleiben jeweils alle Achsen unterhalb der höchstzulässigen Achslast von 11,5-t. 3.2 Eingangsdaten 3.2.1 Verkehrsdaten Die Verkehrsdaten basieren auf Auswertungen von Achslastmessungen an WIM-Stationen in Deutschland [10], [6]: • Trasse GE (große Entfernung): A61 und A9 (Messstelle Baarer Weiher), DTV-SV = 10.000 Fahrzeuge pro Richtung • Trasse MS (mittlere Strecke): A8 (Talbrücke Denkendorf), DTV-SV = 5.000 Fahrzeuge pro Richtung Die Fahrzeugtypenzusammensetzung umfasst fünf signifikante Fahrzeugtypen des Schwerverkehrs, siehe Tabelle 1. Tabelle 1: Fahrzeugtypenzusammensetzung des Schwerverkehrs, GE Fahrzeugtyp Beschreibung Anteil FS 0 Typ 8 2-Achs-LKW 11,0 % Typ 9 3-Achs-LKW 5,0 % Typ 41 3-Achs-Sattelzug 17,0 % Typ 97 4-Achs-LKW 8,0 % Typ 98 5-Achs-Sattelzug (Referenz) 59,0 % 7. Brückenkolloquium - September 2026 163 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken Zusätzlich wurden in ausgewählten Szenarien Fahrzeuge des genehmigungspflichtigen Schwerverkehrs (gSV, z.-B. 60-t-Mobilkräne, 1,5-% und 0,15-% Anteil) [11] und des kombinierten Verkehrs (KV, 2,8-% Anteil) berücksichtigt. 3.2.2 Untersuchte Tragsysteme Für die Untersuchungen wurden repräsentative Tragsysteme und Querschnitte ausgewählt, die die Vielzahl möglicher Konstruktionen abdecken [9], [12] und Tabelle 2. Tabelle 2: Untersuchte Tragsysteme und Querschnitte Querschnitt Fahrbahnbreite System Kürzel Fertigteilplattenbalken 8,00 m 1 × 10 m PB Plattenbalken massiv 8,00 m 2 × 40 m PBM1 Plattenbalken Verbund 8,00 m 1 × 60 m PBV1 Hohlkasten 12,00 m 3 × 60 m HK1 3.2.3 Verkehrsszenarien Es wurden zwei Verkehrsarten unterschieden: 1. Realverkehr (RV): Basierend auf gemessenen WIM- Daten, einschließlich Überladungen, siehe Abbildung-1 Abb. 1: Gesamtgewichtverteilungen der Fahrzeuge des SV 2. Regelkonformer Verkehr (RK): Synthetisch ermittelter Verkehr unter Einhaltung der StVZO-Vorgaben (zGG- ≤- 40- t) und StVO-Vorgaben (Mindestabstand 40 m im fließenden Verkehr) Für den regelkonformen Verkehr wurden drei Szenarien entwickelt: • Szenario 1: Massenkonstanz ohne zusätzliche Fahrzeuge (mathematisch korrekt, realitätsfremd) • Szenario 2: Massenausgleich oberhalb der StVZO- Grenzen durch zusätzliche Fahrzeuge • Szenario 2 neu: Wie Szenario 2 plus Einhaltung von Mindestabständen (höchste Realitätsnähe) 3.3 Simulation und Berechnung 3.3.1 Verkehrssimulation Für die Verkehrssimulationen wurde das an der Professur Verkehrsbau der Bauhaus-Universität Weimar entwickelte Programmsystem „VerkehrsSimulation“ in der adaptierten Version 3.0.2 eingesetzt [8], [13]. Dieses Programm generiert auf der Grundlage statistischer Eingangsdaten Fahrzeugfolgen (Verkehrsbänder). Die Simulation umfasst: - Generierung des Fahrzeugtyps (basierend auf kumulierten Fahrzeughäufigkeiten) - Generierung des Fahrzeuggesamtgewichtes (basierend an gemessene Gesamtgewichtsverteilungen angenäherten Normalverteilungen) - Generierung des Fahrzeugabstandes (logarithmische Normalverteilung, angepasst an Verkehrsdichte) - Abbildung von Stauverkehr (drei Methoden: konstanter Abstand, zufällig gleichverteilt, zufällig normalverteilt) 3.3.2 Berechnung von Kennwert-Zeit-Verläufen Die simulierten Fahrzeugfolgen wurden zur Ermittlung von Kennwert-Zeit-Verläufen über Einflussflächen der ausgewählten Tragsysteme geführt. Die Berechnung erfolgte mit dem Programmsystem ANSYS, wobei das Tragsystem als dreidimensionale Struktur modelliert wurde. Zur Berücksichtigung dynamischer Achslasten im fließenden Verkehr wurde ein stützweitenabhängiger Schwingbeiwert j (in Anlehnung an DIN 1072) verwendet. Für Fahrzeuge im Stauverkehr wurde j-=-1,0 angenommen. 3.3.3 Statistische Auswertung Die statistische Auswertung der Kennwert-Zeit-Verläufe erfolgte nach zwei Verfahren [14], [15]: 1. Methode der Klassengrenzendurchgangszählung (Level Crossing Counting): Das Histogramm der Klassengrenzenüberschreitungen wird durch die Rice- Funktion angenähert. Aus den Parametern der Rice- Verteilung lässt sich ein Wert bestimmen, der einmal in einer beliebigen Wiederkehrperiode auftritt. 2. Methode zur Zählung zeitbezogener Extremwerte: Der Kennwert-Zeit-Verlauf wird in definierte Intervalle aufgeteilt und in jedem Intervall der Maximal- und Minimalwert bestimmt. Entsprechend DIN EN 1991-2: 2003 [16] wurde der charakteristische Wert einer Kenngröße als Wert mit einer Wiederkehrperiode von 1-mal in 1000 Jahren definiert, Bei einem Ausgangsbetrachtungszeitraum von 10-Jahren ergibt sich Rt-=-1000 a/ 10 a-=-100. 164 7. Brückenkolloquium - September 2026 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken 3.4 Vergleichsbasis: Lastmodelle Die ermittelten charakteristischen Werte wurden mit folgenden Lastmodellen verglichen, siehe Tabelle 3 und [17], [18]. Tabelle 3: Lastmodelle als Vergleichsbasis Lastmodell Norm Einzellasten Einführung LM 1 DIB-Fachbericht 101 480/ 320 kN (FS0/ FS 1) 2003 BK 60/ 30 DIN 1072 (12-1985) 600/ 300 kN (HS)/ (NS) 12-1985 BK 60 DIN 1072 600 kN (HS) 06-1967 BK 45 DIN 1072) 450 kN (US) 06-1967 BK 30/ 30 DIN 1072 300/ 300 kN (HS)/ NS 12-1985 BK 30 DIN 1072 300 kN (HS) 06-1967 3.5 Ermüdungsuntersuchungen Zur stichprobenartigen Prüfung des Einflusses von Überladungen und Laststeigerungen auf die Ermüdungsbeanspruchung wurden für ein Einfeldsystem (1-×-40-m) und ein Zweifeldsystem (2-×-40-m) Nachweise zur Ermüdungsbeanspruchung geführt. Die Schädigungsermittlung erfolgte anhand der Wöhler-Linie für Stahl entsprechend Eurocode-3 Teil-1-9 [19], [20]. 4. Ergebnisse und mögliches weiteres Vorgehen 4.1 Auswirkungen des aktuellen Realverkehrs Die Untersuchungen zeigen, dass der aktuelle reale Schwerverkehr auf hochbelegten Trassen (DTV-SV 10.000 je Richtung) für die Brücken stützweitenabhängig die Tragfähigkeit des Lastmodells LM1 des DIN- Fachberichts 101 erfordert. Das Niveau des Lastmodells BK60/ 30 (eingeführt 1985) wird teilweise überschritten und fast immer erreicht. Für Brücken in Trassen mit mittlerer Verkehrsbelegung (DTV-SV 5.000 je Richtung) ist ebenfalls stützweitenabhängig für den aktuellen realen Verkehr das Lastmodell BK60/ 30 erforderlich. Schlussfolgerung: Die in [3] aus 2022 gezogene Schlussfolgerung, Brücken mit Bemessungsniveau BK60 und kleiner zu modernisieren, ist zwingend erforderlich und sollte für Brücken in Autobahnen mit hoher Verkehrsbelegung auch um das Lastmodell BK60/ 30 erweitert werden. 4.2 Auswirkungen von Steigerungen des zulässigen Gesamtgewichtes Die Steigerung des zulässigen Gesamtgewichtes von 40-t auf 42-t führt zu einer Erhöhung z.-B. von Stützmomenten um ca. 7-%. Bei Steigerung auf 44 t unter Ersatz des 5-Achs-Fahrzeugs Typ 98 durch ein 6-Achs-Fahrzeug Typ 106 wird das Stützmoment 3-% größer als bei 40-t des Typ 98, jedoch 4-% kleiner als bei 42-t des Typ-98. Wesentliche Erkenntnis: Der Wechsel vom 5-Achs-Fahrzeug (Typ- 98) zum 6-Achs-Fahrzeug (Typ- 106) zeigt einen günstigen Einfluss auf die Brückenbeanspruchung. Die Entlastung der Antriebsachse und die resultierende veränderte Lastaufteilung auf alle Achsen wirkt bei allen Systemen, Querschnitten und Stützweiten auswirkungsmindernd, siehe Abbildung 2. Abb. 2: charakteristische Werte für das Stützmoment bei Realverkehr und Steigerung des zulässigen Gesamtgewichtes (zGG) 4.3 Vergleich Realverkehr zu regelkonformem Verkehr Die Untersuchungen dokumentieren unabhängig von Tragsystem, Kennwert und Trassenbelegung die positive Wirkung eines regelkonformen Verkehrs. Für den aktuellen Schwerverkehr könnten die Aussagen zu den erforderlichen Lastmodellen um jeweils eine Lastmodellklasse reduziert werden.] Zentrale Erkenntnis: Ein regelkonformer Verkehr liegt noch im Bereich der Tragfähigkeiten, die mit DIN-1072: 1985 festgelegt wurden und die den überwiegenden Brückenbestand charakterisieren. Moderate Steigerungen der zulässigen Gesamtgewichte (2-t) mit dem 5-Achs-Fahrzeug sind unter der Bedingung nachgewiesenen regelkonformen Verkehrs möglich, siehe Abbildung-3. 7. Brückenkolloquium - September 2026 165 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken Abb. 3: Beispiel Feldmoment Regelkonform zu Realverkehr bei Steigerung des zGG 4.4 Ermüdungsbeanspruchungen Die stichprogenartigen Ermüdungsuntersuchungen bestätigen, dass die Auswirkungen sowohl der Überladungen als auch der Laststeigerungen stärker als im statischen Bereich hervortreten. In Abbildung 3 wird beispielhaft für einen Einfeldträger, der für Fahrzeuge mit einem zulässigen Gesamtgewicht von 40 Tonnen im Realverkehr (inkl. Überladung) für D-=-1 hinsichtlich Ermüdungssicherheit bemessen wurde, die Schädigung bei einer Steigerung des Gesamtgewichtes der LKWs bis zu 44-Tonnen. Hierfür wurde nur der schwere Autobahnverkehr als Verkehrsmix betrachtet. Bei 44-Tonnen Gesamtgewicht handelt es sich um ein 6-Achsfahrzeug. Das Beanspruchungskollektiv mit Ausnahme der 5bzw. 6-Achsfahrzeuge bleibt gleich. Abb. 4 Schädigung eines Einfeldträgers bei zunehmenden zGG Schlussfolgerung: Überladungen und Steigerungen des zulässigen Gesamtgewichtes der Fahrzeuge des Schwerverkehrs führen zu höheren, insbesondere lokalen Beanspruchungen der Brücken. 4.5 Neue Fahrzeugkonzepte Untersuchungen zu moderaten Veränderungen der Fahrzeugkonzepte (Vergrößerung des Achsabstandes der Dreierachsgruppe am Trailer um 10 cm, Änderung des Radstandes um 25 cm) ergeben keinen gerichteten Trend zur Minderung der Brückenbeanspruchungen. Die vorgenommenen Änderungen sind zu gering, um die steigenden Gesamtgewichte auszugleichen. 4.6 Brücken mit kleinen Stützweiten Für Brücken mit kleinen Stützweiten (≤ 20 m) ergibt sich die Notwendigkeit des Nachweises einer zusätzlichen Einzelachslast von 200 kN, da sich die charakteristische Achslast aus dem Realverkehr in dieser Größenordnung bestimmt [16]. Die Auswirkungen der Überladungen und der Steigerung der zulässigen Gesamtgewichte sind bei Stützweiten gleich oder kleiner der Länge des Schwerlastfahrzeuges durch die Achslasten dominiert. 4.7 Zusammenfassung der Handlungsempfehlungen Basierend auf den Untersuchungsergebnissen lassen sich folgende Handlungsempfehlungen ableiten: 1. Modernisierung der Brückeninfrastruktur: Die aktuelle Tragfähigkeit der Brücken im Zuge von Autobahnen und Bundesstraßen ermöglicht für reale Verkehre (inkl. Überladungen) keine Steigerung zulässiger Gesamtge- 166 7. Brückenkolloquium - September 2026 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken wichte der Fahrzeuge des Schwerverkehrs ohne vorherige Modernisierungs- und Instandsetzungsmaßnahmen. 2. Regelkonformer Verkehr als Voraussetzung: Bei nachgewiesenem regelkonformem Verkehr (z.- B. durch WIM-Auswertungen, effektive Verkehrsüberwachung) sind moderate Anhebungen des zulässigen Gesamtgewichtes (42-t) im Güterverkehr möglich. Dies erfordert jedoch umfängliche Gewichtskontrollen und Ahndung bei Verstößen. 3. Förderung von 6-Achs-Fahrzeugen: Die beanspruchungsmildernde Wirkung des Sechsachsfahrzeugs sollte in die Überlegungen zur Fahrzeugflottenumstellung eingeschlossen werden. 4. Telemetrie und Routenerfassung: Eine geänderte Zulassungsstrategie und/ oder eine messtechnisch gestützte Routenerfassung für den dauergenehmigten Schwerverkehr kann helfen, die Auswirkungen auf die Infrastruktur besser zu steuern. 5. Zeitlicher Rahmen: Mittelfristig ist zur Erreichung der Klimaziele des Verkehrs eine zügige Instandsetzung der Brücken in hochbelegten Autobahnstrecken und ein diszipliniertes Fahrverhalten anzustreben. 4.8 Mögliches weiteres Vorgehen Für weiterführende Untersuchungen werden folgende Schritte empfohlen: 1. Aktualisierung der Verkehrsdaten: Regelmäßige Auswertungen aktueller WIM-Messungen zur Erfassung der Entwicklung des Schwerverkehrsaufkommens und der Überladungsquoten. 2. Detaillierte Ermüdungsuntersuchungen: Umfängliche Untersuchungen zur Ermüdungsbeanspruchung verschiedener Brückensysteme unter Berücksichtigung unterschiedlicher Verkehrsszenarien. 3. Wirtschaftlichkeitsanalysen: Kosten-Nutzen-Analysen zur Gegenüberstellung von Infrastrukturertüchtigung und verkehrsrechtlichen Maßnahmen. 4. Internationale Vergleiche: Auswertung von Erfahrungen aus Ländern mit aktiven Gewichtskontrollen und höheren zulässigen Gesamtgewichten. 5. Entwicklung von Monitoring-Konzepten: Implementierung von kontinuierlichen Überwachungssystemen für kritische Brückenbauwerke zur Verkehrserfassung und zur frühzeitigen Erkennung von Schädigungen. 5. Fazit Die vorliegenden Untersuchungen zur Auswirkung von steigenden zulässigen Gesamtgewichten auf Brücken in Autobahnen und Bundesstraßen zeigen bereits beim aktuellen Verkehr eine hohe Auslastung. Die erforderliche Tragfähigkeit der Bestandsbrücken im Autobahnnetz ist ohne Verkehrseinschränkungen nur bei 20,4-% der Brücken gegeben (Stand 01.09.2025) [3]. Steigerungen des zulässigen Gesamtgewichtes für Fahrzeuge des Schwerverkehrs über 40 t bedeuten für 79,6-% der Bestandsbrücken im Zuge deutscher Autobahnen Beanspruchungen außerhalb der vorhandenen Tragfähigkeiten. Die Standsicherheiten sind nicht vollumfänglich gegeben und auch durch Verkehrseinschränkungen nicht mehr erreichbar. Klima und Güterverkehr dürfen nicht gegeneinander ausgespielt werden, sondern es sind nachhaltige, beiden Seiten gerecht werdende Lösungen erforderlich. Modernisierung und Instandsetzung sowie Verstärkung der Brücken und ein gemäßigter Übergang zu alternativen Antrieben, beginnend mit Fahrzeugen für Transportgüter, die eher Volumen als Gewicht erfordern, scheinen gegenwärtig gewünschte Entwicklungen zu ermöglichen. Dies erfordert Zeit und schnelles Handeln. Literatur [1] Europäische Kommission: Vorschlag für eine RICHTLINIE DES EUROPÄISCHEN PARLA- MENTS UND DES RATES zur Änderung der Richtlinie 96/ 53/ EG des Rates. 2023. Online verfügbar unter: https: / / eur-lex.europa.eu/ legal-content/ DE/ TXT/ ? uri=CELEX: 52023PC0445 [2] StVZO: Straßenverkehrs-Zulassungs-Ordnung, 10.-Juni 2024. [3] Bundesanstalt für Straßenwesen: Tragfähigkeiten der Bestandsbrücken in Bundesautobahnen und Bundesfernstraßen. Online verfügbar unter: www.bast.de/ DE/ Publikationen/ Statistik/ Bruecken [4] Bundesministerium für Verkehr: Brücken an Bundesfernstraßen - Bilanz und Ausblick. Bonn, 10.03.2022. Online verfügbar unter: https: / / www.bmv.de/ Shared- Docs/ DE/ Anlage/ K/ presse/ bruecken-an-bundesfernstrassen-bilanz-und-ausblick.pdf 7. Brückenkolloquium - September 2026 167 Auswirkungen von höheren zulässigen Gesamtgewichten für Fahrzeuge mit alternativen Antriebskonzepten (E-LKW) auf Brücken [5] Ickert, L. et al.: Abschätzung der langfristigen Entwicklung des Güterverkehrs in Deutschland bis 2050 - Schlussbericht. Basel: progtrans, 2007. [6] Vorwagner, T. et al.: Reale Verkehrslastmodelle von Brückenbauwerken. DACH-Kooperation 2021, Verkehrsinfrastrukturforschung, 2024. [7] Kaschner, R. et al.: Auswirkungen des zunehmenden Schwerverkehrs auf die Brücken der Bundesfernstraßen. Berichte der Bundesanstalt für Straßenwesen, Brücken- und Ingenieurbau, Heft B68, 2008. [8] Freundt, U.; Böning, S.: Anpassung des DIN-Fachberichtes 101 „Einwirkungen auf Brücken“ an endgültige Eurocodes und nationale Anhänge einschließlich Vergleichsrechnung. Schlussbericht zu FE 15.451/ 2007/ FRB. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen, 2009. [9] Freundt, U.; Böning, S.: Verkehrslastmodelle für die Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. Berichte der Bundesanstalt für Straßenwesen - Brücken- und Ingenieurbau - Heft B 82. Bremerhaven: Wirtschaftsverlag NW, 2011. [10] Technische Lieferbedingungen für Streckenstationen, TLS 2012. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen, 2012. [11] Der aktuelle Verkehr einschließlich des dauergenehmigten Schwerverkehrs der Autobahnen in NRW und die resultierenden Beanspruchungen der betreffenden Bestandsbrücken (Forschungsbericht - unveröffentlicht). Gelsenkirchen: Landesbetrieb NRW [12] Grünberg, J. et al.: Auswirkungen des Schwerverkehrs auf Brückenbauwerke. Schlussbericht zu FE 15.395/ 2004/ HRB. Bergisch Gladbach [13] Castillo Chang, O.B.: Creation and evaluation of simulation strategies for the generation of axle load sequences from road traffic. Master-Thesis, Bauhaus-Universität Weimar. [14] Cremona, C.: Optimal extrapolation of traffic load effects. In: Structural Safety 23 (2001), Heft 1, S.-31-46. [15] Kaschner, R.: Charakteristische Werte aus WIM- Achslastfolgen, 2022 (unveröffentlicht). [16] DIN EN 1991-2/ NA: Nationaler Anhang zu Eurocode 1: Einwirkungen auf Tragwerke - Teil 2: Verkehrslasten auf Brücken. Beuth-Verlag, 2012. [17] DIN-Fachbericht 101: 2009-03, Einwirkungen auf Brücken [18] DIN 1072, Straßen- und Wegbrücken; Lastannahmen, 1985 [19] DIN EN 1993-2: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten - Teil 2: Stahlbrücken. Beuth-Verlag, 2020. [20] Kraus, J.-K.: Neu-Kalibrierung der Schadens-äquivalenz-Faktoren des Ermüdungslastmodells ELM- 3, Schlussbericht zu FE 15.0719/ 2023/ FRB, BASt 2024 Tecklenburg Rhein-Main ▪ Nordhorn ▪ Münster ▪ Magdeburg ▪ Dresden ▪ Brohltal ▪ Berlin ▪ Belm ▪ Arnsberg 7. Brückenkolloquium - September 2026 169 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz Probabilistische Bewertungsansätze für mehr Handlungsspielraum im Brückenbestand Gregor Rösler, M. Sc. eberhardt die ingenieure GmbH, Tecklenburg Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martina Schnellenbach-Held Universität Duisburg-Essen, Essen Prof. Dr.-Ing. Theda Lücken-Girmscheid FH Münster, Münster Zusammenfassung Welche Beanspruchungen entstehen aus dem örtlichen Verkehr auf einem bestehenden Brückenbauwerk? Für kommunale Baulastträger im nachgeordneten Streckennetz lässt sich diese Frage mit den vorhandenen Bewertungsansätzen nur eingeschränkt beantworten, da diese auf den Verhältnissen hochbelasteter Bundesfernstraßen beruhen. Der Beitrag stellt ein probabilistisches Simulationsmodell vor, das Verkehrsbeanspruchungen objektspezifisch bewertet: Auf Grundlage vorhandener empirischer Verkehrsdaten werden realistische Verkehrsströme generiert und die bauwerksbezogenen Beanspruchungen berechnet. Anhand eines repräsentativen Bauwerks des nachgeordneten Streckennetzes wird gezeigt, wie sich Reserven auf der Einwirkungsseite identifizieren und Ansatzpunkte für gezielte Betriebsmaßnahmen aufzeigen lassen. Der Ansatz ergänzt bestehende Regelwerke und gibt Baulastträgern eine datenbasierte Grundlage für Entscheidungen über Betrieb, Erhaltung und Nutzung ihrer Bauwerke. 1. Einleitung Straßenbrücken sind ein zentraler Bestandteil der Verkehrsinfrastruktur in Deutschland. Sie bilden die Grundlage für Mobilität und wirtschaftliche Entwicklung, weshalb ihr Erhalt eine Aufgabe von grundlegender Bedeutung ist. Die Voraussetzungen dafür unterscheiden sich jedoch erheblich zwischen den Bauwerken des Bundesfernstraßennetzes und denen des nachgeordneten Streckennetzes. Der Zustand der Brückenbauwerke im Bundesfernstraßennetz ist seit Jahren Gegenstand intensiver Forschung sowie systematischer Nachrechnung und Bewertung [1, 2]. Der stark gestiegene Schwerverkehr hat die Tragreserven vieler dieser Bauwerke aufgebraucht. Mit dem Programm zur Brückenmodernisierung und der Festlegung eines vordringlich zu ertüchtigenden Modernisierungsnetzes wurde das Ziel verankert, ihre Tragfähigkeit wiederherzustellen [3]. Für eine einheitliche Bewertung des Bestands wurde eine eigene Richtlinie entwickelt [4]. Die Zuständigkeit liegt bei der Autobahn GmbH des Bundes und den Ländern. Auf der Einwirkungsseite steht damit ein erprobtes, auf den künftig erwarteten Schwerverkehr ausgerichtetes Bewertungsinstrument zur Verfügung. Für die geschätzt 67.000 kommunalen Brückenbauwerke stellt sich die Lage anders dar. Die Zuständigkeit ist verteilt, eine zentrale Erfassung von Bauwerks- und Verkehrsdaten fehlt, und die Haushaltslage vieler Kommunen ist angespannt. Ein großer Teil dieses Bestands wurde zwischen den 1960er und 1980er Jahren errichtet und hat damit ein kritisches Alter erreicht, sodass die Zahl der zu sanierenden Bauwerke gerade im kommunalen Bereich zunehmen wird [5]. Untersuchungen dazu, welche Beanspruchungen der tatsächlich vorhandene Verkehr in diesen Bauwerken hervorruft, liegen bislang nicht vor. Während für die Bundesfernstraßen also erheblicher Handlungsbedarf identifiziert und systematisch adressiert wurde, fehlt für das nachgeordnete Streckennetz schon heute eine objektspezifische Bewertungsgrundlage. Damit bleibt offen, welche Beanspruchungen aus dem örtlichen Verkehr tatsächlich entstehen. An dieser Stelle setzt der vorliegende Beitrag an. Vorgestellt wird ein probabilistisches Simulationsmodell, das Verkehrsbeanspruchungen objektspezifisch bewertet: Es generiert aus vorhandenen empirischen Verkehrsdaten realistische Verkehrsströme und berechnet daraus die Beanspruchungen des Bauwerks. Damit können Baulastträger den tatsächlich vorhandenen Verkehr in die Bewertung einbeziehen und gewinnen eine Grundlage für Entscheidungen über Betrieb, Erhaltung und Nutzung ihrer Bauwerke. 170 7. Brückenkolloquium - September 2026 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz 2. Bewertung bestehender Brückenbauwerke In Deutschland werden bestehende Brückenbauwerke im Zuge der Bundesfernstraßen nach der Nachrechnungsrichtlinie (NRR) bewertet [4]. Sie stellt ein einheitliches und systematisches Verfahren bereit, das die Einwirkungs- und die Widerstandsseite schrittweise verfeinert und so eine realistische und vergleichbare Beurteilung von Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit ermöglicht. Hintergrund ihrer Einführung ist die veränderte Beanspruchungssituation des Bestands. Viele Bauwerke wurden in den 1960erbis 1980er-Jahren nach damaligen Normen bemessen, deren Lastannahmen die heutigen Verkehrsverhältnisse nur unzureichend abbilden. Zugleich haben Transportleistung, Achslasten und Gesamtgewichte des Schwerverkehrs seither erheblich zugenommen, sodass die ursprünglichen Lastreserven vieler älterer Brücken heute weitgehend ausgeschöpft sind [6]. Parallel wurden die Lastmodelle weiterentwickelt: An die Stelle der historischen Brückenklassen nach DIN 1072 (etwa BK 60) trat das Lastmodell 1 des DIN-Fachberichts 101, das höhere Verkehrslasten berücksichtigt [7, 8]. Vor diesem Hintergrund wurde die NRR als einheitliches Instrument zur Bewertung des Bestands eingeführt. Sie ordnet sich in das übergeordnete Ziel ein, die Tragfähigkeit des Brückenbestands zu sichern, wie es auch das Programm zur Brückenmodernisierung verfolgt [3]. Abb. 1: Verteilung Schwerverkehrsaufkommen nach Straßenklassen: Das Aufkommen konzentriert sich auf die Autobahnen und nimmt zum nachgeordneten Netz hin deutlich ab. Datengrundlage: Straßenverkehrszählung 2021, Straßen.NRW [12]. Maßgeblich für die Bewertung ist das zugrunde gelegte Ziellastniveau: die Verkehrseinwirkung, gegen die ein Bauwerk nachzuweisen ist. Beschrieben wird es durch deterministische Lastmodelle: das Lastmodell 1 des DIN- Fachberichts 101 bzw. des Eurocodes [9]. Die historischen Brückenklassen nach DIN 1072 bilden die ursprüngliche Bemessungsgrundlage des Bestands. Festgelegt wird seine Höhe anhand des tatsächlichen und des prognostizierten Verkehrsaufkommens, differenziert nach Straßenkategorien und Verkehrsarten [10]. Kalibriert sind dabei sowohl das Verkehrsaufkommen als auch die maßgebenden Einzelfahrzeuge an den Verhältnissen hochbelasteter Bundesfernstraßen. Auf dieser Grundlage wurden jüngst auch die Auswirkungen neuer Fahrzeugkonzepte auf den Brückenbestand bewertet [11]. Der Maßstab der NRR ist damit bewusst an einem hohen, zukunftsgerichteten Schwerverkehrsniveau der Bundesfernstraßen ausgerichtet. Dieses Schwerverkehrsaufkommen verteilt sich jedoch sehr ungleich über die Straßenklassen. Die Autobahnen bilden die Transitachsen der nationalen und europäischen Güterwirtschaft und tragen den weitaus größten Teil des Schwerverkehrs. In den nachgeordneten Straßenklassen nimmt er deutlich ab [12] (vgl. Abbildung 1). Im nachgeordneten Streckennetz unterscheidet sich die verkehrliche Situation daher grundlegend: im deutlich geringeren Schwerverkehrsaufkommen ebenso wie in der Zusammensetzung der Fahrzeugklassen. Auch der Bauwerksbestand ist ein anderer: Große Tal- und Flussbrücken liegen überwiegend in der Baulast der Bundesfernstraßen, während das nachgeordnete Netz vor allem durch eine Vielzahl kleinerer Bauwerke geprägt ist. Für diesen Bestand liegen bislang keine umfassenden Untersuchungen der Verkehrslastbeanspruchung vor. In der Praxis wird die Bewertung daher häufig hilfsweise auf die NRR gestützt, ohne dass deren Verkehrsannahmen an die Charakteristik des nachgeordneten Netzes angepasst sind. Für rechnerisch kritische Bauwerke sieht die NRR jedoch bereits ergänzende Nachweise vor. Dazu zählen ausdrücklich auch probabilistische und simulationsbasierte Verfahren zur Bewertung der Verkehrslastbeanspruchung [4]. Was für das nachgeordnete Netz fehlt, ist somit weniger der methodische Rahmen als die Datengrundlage und ein praxistaugliches Werkzeug, um das real vorhandene Verkehrsaufkommen objektspezifisch einzubeziehen. Der im Folgenden beschriebene Ansatz schließt diese Lücke. Er bezieht das real vorhandene Verkehrsaufkommen objektspezifisch in die Bewertung ein. 3. Methodischer Ansatz Der Ansatz bewertet die Verkehrslastbeanspruchungen eines Bauwerks objektspezifisch auf Grundlage einer probabilistischen Simulation des real vorhandenen Verkehrs. Im Folgenden werden die Modellbildung, die Beanspruchungsermittlung, die statistische Auswertung und die verwendete Datengrundlage beschrieben. 3.1 Modellbildung Eine Monte-Carlo-basierte Verkehrslastsimulation bildet die methodische Grundlage. Derartige Simulationen sind seit den frühen 1990er-Jahren etabliert [13, 14, 15, 16] und bildeten die Grundlage für die Erarbeitung der Eurocodes [17] und der Nachrechnungsrichtlinie [10]. Auf Basis empirischer Kenngrößen des Straßenverkehrs und der Einzelfahrzeuge werden Verkehrsbänder generiert und über 7. Brückenkolloquium - September 2026 171 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz das zu untersuchende Bauwerk geführt. Das empirische Verkehrsaufkommen wird so realitätsnah nachgebildet, ohne es exakt zu reproduzieren. Der Ablauf gliedert sich in vier Schritte: 1. Generierung des Verkehrsstroms: Verkehrsaufkommen, Verkehrszusammensetzung und Abstandsverhalten werden auf Basis empirischer Verkehrsdaten probabilistisch beschrieben. Daraus wird ein Verkehrsstrom generiert. 2. Generierung der Einzelfahrzeugeigenschaften: Die Fahrzeuge des Verkehrsstroms werden mit Einzelfahrzeugeigenschaften ergänzt. Berücksichtigt werden vier Verkehrskategorien: Busse, Lkw ohne Anhänger (LoA), Lkw mit Anhänger (LmA) und Sattelzüge (Sat). Jede Kategorie umfasst verschiedene Einzelfahrzeugtypen. Für jeden Typ beschreiben probabilistische Modelle die Gesamtgewichtsverteilung, die Achslastanteile und die Achsabstände. 3. Berechnung der bauwerksbezogenen Beanspruchungen: Die Fahrzeuge werden über das Bauwerksmodell geführt. Dabei werden die resultierenden Beanspruchungen im Zeitverlauf berechnet. 4. Statistische Auswertung: Die Beanspruchungsverläufe werden extremwertstatistisch ausgewertet. Daraus werden die charakteristischen Beanspruchungswerte bestimmt (Abschnitt 3.3). Das Ergebnis ist ein generierter Verkehrsstrom, dessen Charakteristik dem gemessenen örtlichen Schwerverkehr entspricht. 3.2 Beanspruchungsermittlung und Adaptivität Als Beanspruchung wird hier die Auswirkung der Verkehrseinwirkung in Form von Schnittgrößen bezeichnet. Sie wird ereignisbasiert bestimmt, indem die generierten Fahrzeuge schrittweise über die Einflusslinie des Bauwerks geführt werden. Die Beanspruchung S zu einem Zeitpunkt t ergibt sich aus der Überlagerung der Einzelachslasten p i mit der Einflussfunktion h: Die Einflussfunktion kann analytisch oder aus einem FE- Modell des Bauwerks gewonnen werden. Damit lässt sich der Ansatz an die jeweiligen Anforderungen anpassen: von der niedrigschwelligen Bewertung mit Einflusslinien bis zur Berechnung der Beanspruchungen auf Grundlage kalibrierter Tragwerksmodelle. Diese ermöglichen eine fahrspurgetreue Berücksichtigung der Querverteilung. Die Fahrzeugüberfahrten liefern zunächst die statischen Beanspruchungen. Der dynamische Anteil wird über den Schwingbeiwert nach DIN 1072 erfasst [7]. Dieser wirkt als stützweitenabhängiger Faktor auf die statisch ermittelten Beanspruchungen und deckt die dynamischen Anteile aus der Fahrzeug-Bauwerks-Interaktion pauschal ab. Für die maßgebenden, schweren Belastungsereignisse liegt dieser pauschale Ansatz auf der sicheren Seite: Die dynamische Überhöhung nimmt mit zunehmender statischer Beanspruchung ab [18]. 3.3 Statistische Auswertung und charakteristische Werte Aus den simulierten Verkehrsströmen resultiert für jedes betrachtete Bauwerk ein Beanspruchungsverlauf über den Simulationszeitraum. Dieser wird anschließend statistisch ausgewertet. Maßgeblich ist der charakteristische Wert der Beanspruchung. Der Eurocode definiert ihn über eine Überschreitungswahrscheinlichkeit von 5 % innerhalb von 50 Jahren. Dies entspricht einer jährlichen Überschreitungswahrscheinlichkeit von rund 0,1 % und damit einer Wiederkehrperiode von etwa 1000 Jahren [9]. Die Extremwerte des Beanspruchungsverlaufs werden nach der Methode der Block-Maxima ausgewertet. An diese wird eine generalisierte Extremwertverteilung angepasst und der charakteristische Wert für die maßgebende Wiederkehrperiode von 1000 Jahren bestimmt. Die Block-Maxima entstammen dabei einer Mischung unterschiedlicher Belastungsereignisse: Überfahrten einzelner Fahrzeuge ebenso wie Begegnungsereignisse. Die Anpassung einer einzigen Verteilung an diese Mischung ist eine bewusste Vereinfachung. Ansätze zur getrennten Modellierung der Ereignistypen sind in der Literatur beschrieben [19]. Für die hier verfolgte Einordnung des Beanspruchungsniveaus ist die Vereinfachung ausreichend. Die Aufschlüsselung nach Ereignistypen in Abschnitt 4 macht die maßgebenden Mechanismen dennoch sichtbar. Welche Belastungsereignisse maßgebend sind, hängt von der Stützweite ab: Bei kleinen bis mittleren Stützweiten ist der frei fließende Verkehr bestimmend, bei größeren Stützweiten gewinnen Stausituationen an Bedeutung [19]. Im vorliegenden Beitrag wird der frei fließende Verkehr betrachtet. Stausituationen bleiben weitergehenden Untersuchungen vorbehalten. Entscheidend ist ein hinreichend großer Simulationsumfang, damit die maßgebenden Ereignisse ausreichend häufig auftreten und die charakteristischen Werte mit geringer Streuung bestimmt werden können [20]. Im vorliegenden Beitrag wird der Verkehr über einen Bezugszeitraum von 500 Jahren simuliert. Das 1000-Jahres-Niveau wird damit nur um den Faktor 2 über den Simulationszeitraum hinaus extrapoliert. Extrapolationen aus kurzzeitigen Messkampagnen müssen dagegen mehrere Größenordnungen überbrücken. Die Stabilität der Schätzung wurde an mehreren unabhängigen Simulationszeiträumen gleicher Länge überprüft. Die charakteristischen Werte streuen dabei mit einem Variationskoeffizienten von rund 1 %. Im nachgeordneten Streckennetz ist das Schwerverkehrsaufkommen deutlich geringer als auf den Bundesfernstraßen. Der real vorhandene Verkehr lässt sich daher über sehr lange Zeiträume simulieren. So werden die maßgebenden Ereignisse objektspezifisch erfasst, statt sie aus einem an hochbelasteten Bundesfernstraßen kalibrierten Modell zu übertragen. 3.4 Datengrundlage und Praxistauglichkeit Die Eingangsgrößen der Simulation stammen aus unterschiedlichen Verkehrsdaten: Dauerzählstellen, temporären Erhebungen mit Seitenradarmessgeräten sowie Achslastdaten aus WIM-Stellen. Dabei sind zwei Ebenen zu 172 7. Brückenkolloquium - September 2026 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz unterscheiden. Das objektbezogene Verkehrsaufkommen lässt sich mit geringem Aufwand vor Ort erfassen. Aus diesen Daten werden Schwerverkehrsaufkommen, Verkehrs- und Fahrzeugklassen, Ganglinie und Fahrzeugabstände abgeleitet und zur Kalibrierung verwendet [21, 15, 22]. Gewichte, Achslasten und Achsabstände dagegen erfordern Wiegeeinrichtungen, die im nachgeordneten Streckennetz nicht flächendeckend vorhanden sind. Sie werden daher aus vorhandenen Einzelfahrzeugdaten (WIM) des Bundesfernstraßennetzes entnommen. Diese Übertragung ist eine bewusst konservative Annahme: Das vom schweren Fernverkehr geprägte Autobahnkollektiv überschätzt die Fahrzeuggewichte des örtlichen Verkehrs eher, als dass es sie unterschätzt. Objektspezifisch erfasst werden damit Aufkommen, Zusammensetzung und Fahrverhalten des örtlichen Verkehrs. Die Fahrzeuggewichte bilden die schwerste plausible Annahme. Zwei Abgrenzungen sind dabei zu benennen: Überladene Fahrzeuge des regulären Verkehrs sind in den WIM- Daten enthalten, da diese die tatsächlichen und nicht die zulässigen Gewichte erfassen. Genehmigungspflichtige Schwertransporte sind dagegen nicht Gegenstand des verwendeten Verkehrsmodells. Für die Vielzahl kleinerer Bauwerke im nachgeordneten Streckennetz ist dieser geringe messtechnische Aufwand entscheidend: Er eröffnet einen in der Breite einsetzbaren Zugang, ohne dauerhafte Instrumentierung der Bauwerke. 4. Anwendung an einem repräsentativen Bauwerk Im Folgenden wird der beschriebene Ansatz an einem repräsentativen Bauwerkstyp angewendet. 4.1 Bauwerk, Eingangsdaten und Szenarien Untersucht wird ein Einfeldträger mit einer Stützweite von 25 m. Der Querschnitt ist ein Plattenbalken mit zwei Stegen. Als maßgebende Schnittgröße wird das Biegemoment in Feldmitte betrachtet. Es wird in Längsrichtung über die Einflusslinie ermittelt. Die Querverteilung wird über Wichtungsfaktoren für den maßgebenden Steg des Plattenbalkens erfasst: 1,0 für die Hauptspur und 0,45 für die Nebenspur, entsprechend dem in der Verkehrslastsimulation etablierten Vorgehen [15, 22]. Der tägliche Schwerverkehr wird normalverteilt mit N(290, 90) modelliert und teilt sich im Begegnungsverkehr gleichmäßig auf beide Fahrspuren auf. Das Szenario entspricht damit einer Landesstraße mit mittlerem Schwerverkehrsaufkommen (vgl. Abbildung 1). Die Verkehrs- und Fahrzeugzusammensetzung ist in Tabelle 1 zusammengestellt. Tab. 1: Verkehrs- und Fahrzeugzusammensetzung. Die Klassen und Fahrzeugtypen sind nach TLS [23] klassifiziert. Nicht aufgeführte Typen der jeweiligen Klasse ergänzen die Summe zu 100 %. Klasse Anteil Fahrzeugtypen je Klasse LoA 40 % 8 (84 %) 12 (2 %) 9 (13 %) LmA 10 % 41 (29 %) 34 (22 %) 32 (7 %) 42 (24 %) 33 (14 %) Bus 10 % 121 (49 %) 120 (48 %) Sat 40 % 98 (71 %) 105 (0,3 %) 97 (25 %) 4.2 Eingangsdaten und Fahrzeugmodell Die Verkehrs- und Fahrzeugmodelle der Simulation werden an empirischen Datensätzen kalibriert. Aus Verkehrszählungen werden die Verkehrseigenschaften abgeleitet: Aufkommen, Zusammensetzung, Ganglinie und Fahrzeugabstände [24, 12]. Aus Achslastmessdaten des Bundesfernstraßennetzes aus dem Jahr 2022 werden die Einzelfahrzeugeigenschaften abgeleitet: Gesamtgewicht, Achslasten und Achsabstände [25]. Grundlage sind die in Tabelle 2 aufgeführten Messstellen mit insgesamt rund 9,4 Mio. detektierten Schwerverkehrsfahrzeugen. Die Daten stammen ausschließlich von Autobahnen und bilden ein vergleichsweise schweres Fahrzeugkollektiv ab. Liegen örtliche Gesamtgewichtsverteilungen vor, können diese verwendet werden. Tab. 2: Achslastmessstellen (WIM) des Bundesfernstraßennetzes, 2022, als Grundlage des Einzelfahrzeugmodells. Messstelle SV-Fahrzeuge 3592 - Netzen (A2) 1 310 000 3957 - Thurland Nord (A9) 490 000 3958 - Thurland Süd (A9) 1 040 000 5703 - Bliesheim (A1) 2 080 000 5704 - Straelen (A40) 2 340 000 5705 - Reken (A31) 870 000 8035 - Achern (A5) 1 290 000 Die Einzelfahrzeuge werden vollständig probabilistisch beschrieben: Die Gesamtgewichte folgen einer modifizierten empirischen Verteilung. Diese wird im oberen Bereich geglättet, um seltene und im Messzeitraum nicht beobachtete schwere Fahrzeuge angemessen zu erfassen (Tail-Modellierung, vgl. [26, 15, 14]). Die Achslasten werden gewichtsabhängig aus einer Stichprobe und die Achsabstände aus ihrer empirischen Verteilung gezogen. Die Modelle sind in [22] im Detail vorgestellt. Ziel dieser Beschreibung ist es, die empirische Variabilität der Einzel- 7. Brückenkolloquium - September 2026 173 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz fahrzeuge abzubilden. Im Fokus stehen die seltenen, sehr schweren Fahrzeuge. Diese bestimmen maßgeblich die resultierenden Extremwerte. Eine ausführliche Validierung der Fahrzeugbeschreibung anhand gemessener Einzelfahrzeugdaten ist Gegenstand der Dissertation [22]. Abb. 2: Modellierte Verteilungsfunktionen der Gesamtgewichte für die Fahrzeugtypen 8, 12 und 98. Die Verteilungen unterscheiden sich typspezifisch deutlich. Abbildung 2 zeigt die modellierten Verteilungsfunktionen der Gesamtgewichte für die Fahrzeugtypen 8, 12 und 98. Die Verteilungen sind typenspezifisch und deutlich verschieden: Der häufig vorkommende zweiachsige Lkw (Typ 8) weist die geringsten Gesamtgewichte auf, der Sattelzug Typ 98 die größten. Die Verteilung für den Lkw Typ 12 liegt dazwischen. Für die Bewertung ist es daher sinnvoll, nicht nur die häufigen Fahrzeugtypen zu berücksichtigen. Auch selten auftretende Typen innerhalb einer Verkehrsklasse können deutlich ungünstigere Gesamtgewichtsverteilungen aufweisen. Wegen dieser Verteilungen ist ihre Wirkung auf die Beanspruchung bedeutsam. Welche Fahrzeugtypen die Beanspruchung tatsächlich bestimmen, zeigt die Simulation. Abb. 3: Dichteverteilung (A) und Gumbel-Plot (B). Schwarz: simulierte Jahresmaxima, grau: angepasste generalisierte Extremwertverteilung. Der charakteristische Wert am 1000-Jahres-Niveau beträgt 4290 kNm. 4.3 Ergebnisse Für das beschriebene Bauwerk und Verkehrsszenario wird der Verkehr über einen Zeitraum von 500 Jahren (250 Tage/ Jahr) generiert und über dieses geführt. Aus den simulierten Beanspruchungen werden die Tagesmaxima bestimmt und zu jährlichen Extremwerten aggregiert. An diese wird die generalisierte Extremwertverteilung angepasst. Für das untersuchte Szenario ergibt sich ein charakteristisches Biegemoment in Feldmitte von 4290 kNm (Abbildung 3). Der charakteristische Wert ergibt sich aus dem gesamten generierten Verkehrsstrom und berücksichtigt sowohl Einzelals auch Gruppenüberfahrten. Ein ergänzender Aggregationsschritt schlüsselt die jährlichen Block-Maxima nach Fahrzeugtyp auf (Abbildung 4). Die Extremwerte werden von wenigen Elementen bestimmt: Den Fahrzeugtypen 98 (fünfachsiger Sattelzug mit zweiachsiger Zugmaschine), 12 (vierachsiger Lkw mit zwei Doppelachsen) und 105 (fünfachsiger Sattelzug mit dreiachsiger Zugmaschine) sowie den Gruppenüberfahrten. Die übrigen Fahrzeugtypen tragen kaum zu den maßgebenden Beanspruchungen bei. Zur Einordnung wird der simulierte charakteristische Wert dem Lastmodell 1 (LM 1) des DIN-Fachberichts 101 gegenübergestellt. Der Vergleich erfolgt durchgängig auf charakteristischem Niveau. Teilsicherheitsbeiwerte bleiben damit unberücksichtigt. Die dynamischen Anteile sind auf beiden Seiten enthalten: im simulierten Wert über den Schwingbeiwert nach DIN 1072, im Lastmodell 1 modellbedingt. Für den 25-m-Einfeldträger liefert LM 1 ein Feldmoment von rund 6085 kNm. Das objektspezifisch simulierte Feldmoment erreicht mit 4290 kNm nur etwa 70 % dieses Niveaus. Die Fahrzeuggewichte entstammen dem vergleichsweise schweren Autobahnkollektiv. Der Wert ist daher eher eine obere Abschätzung der tatsächlichen örtlichen Beanspruchung. Über die charakteristischen Werte hinaus stellt die Simulation die Schnittgrößen- Schwingspiele bereit, die als Grundlage für Gebrauchstauglichkeits- und Ermüdungsbetrachtungen dienen können. Eine Auswertung der Momenten-Wendepunkte der Einzelüberfahrten wird hier nicht durchgeführt. 174 7. Brückenkolloquium - September 2026 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz Abb. 4: Gumbel-Plot der jährlichen Block-Maxima nach Fahrzeugtypen. Die Extremwerte werden von den Typen 12, 98 und 105 sowie den Gruppenüberfahrten bestimmt. Die übrigen Typen (grau) tragen kaum bei. 4.4 Szenarienanalyse Die Aufschlüsselung der maßgebenden Elemente erlaubt eine gezielte Szenarienanalyse: Es wird untersucht, wie sich der Ausschluss einzelner Ereignis- oder Fahrzeugtypen auf die charakteristische Beanspruchung auswirkt. Die Szenarienanalyse ist dabei als Sensitivitätsuntersuchung zu verstehen: Sie beziffert, welche Ereignis- und Fahrzeugtypen den charakteristischen Wert bestimmen. Die Bewertung konkreter betrieblicher Maßnahmen erfordert eine eigene Simulation des veränderten Verkehrsablaufs, etwa für eine Tonnagebeschränkung oder eine geänderte Verkehrsführung. Sie ist nicht Gegenstand dieses Beitrags. Grundlage ist derselbe Simulationslauf über 500 Jahre. Eine erneute Simulation wird nicht durchgeführt. Aus den vorliegenden Tagesmaxima werden einzelne Ereignisbzw. Fahrzeugtypen entfernt und die jährlichen Block-Maxima neu gebildet. An diese wird die generalisierte Extremwertverteilung angepasst und der charakteristische Wert bestimmt. Untersucht werden drei Varianten. In Variante V1 („ohne Gruppen“) werden die Gruppenüberfahrten ausgeschlossen. Berücksichtigt werden also nur Einzelfahrzeug-Überfahrten. In Variante V2 („ohne maßgebende Typen“) werden die Fahrzeugtypen 12, 98 und 105 entfernt. Variante V3 („kombiniert“) umfasst beide Reduktionen. Abb. 5: Charakteristisches Feldmoment der Varianten (Basis; V1 ohne Gruppen; V2 ohne maßgebende Typen 12/ 98/ 105; V3 kombiniert) im Vergleich zum Lastmodell 1 (LM 1). Erst die kombinierte Reduktion (V3) senkt den charakteristischen Wert deutlich. Die charakteristischen Werte der Varianten sind in Abbildung 5 dem Ausgangszustand und dem Lastmodell 1 gegenübergestellt. Der Ausschluss der Gruppenüberfahrten allein (V1) senkt den charakteristischen Wert nur geringfügig, von 4290 kNm auf 4101 kNm (rund 4 %). Der Ausschluss der maßgebenden Fahrzeugtypen allein (V2) bleibt praktisch ohne Wirkung. Dass der Wert der Variante V2 nominell geringfügig über dem Ausgangswert liegt (4299 gegenüber 4290 kNm), liegt innerhalb der Anpassungsstreuung (Abschnitt 3.3): Unterschiede von rund 1 % sind nicht interpretierbar. Die Kombination beider Reduktionen (V3) senkt die Beanspruchung deutlich auf 3360 kNm (rund 22 %). Ursache ist eine Wechselwirkung: Die größten Block-Maxima entstehen aus Gruppenüberfahrten und aus Überfahrten von maßgebenden Einzelfahrzeugen. Wird nur eine dieser beiden Ursachen entfernt, bleiben die Block-Maxima der anderen erhalten 7. Brückenkolloquium - September 2026 175 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz und bestimmen weiterhin die Anpassung der GEV-Parameter. Eine deutliche Reduktion der charakteristischen Werte tritt daher erst ein, wenn alle maßgebenden Block- Maxima zugleich entfernt werden. Welche Perspektiven sich daraus für Baulastträger ergeben, behandelt Abschnitt 5. 5. Nutzen für Baulastträger Die simulierten charakteristischen Beanspruchungen lassen sich in die Vergleichslastmodelle der Regelwerke übersetzen: über einen globalen Anpassungsfaktor sowie über die Zuordnung zu den historischen Brückenklassen nach DIN 1072. Der Anpassungsfaktor ist das Verhältnis der simulierten charakteristischen Beanspruchung zur Beanspruchung aus Lastmodell 1. Tabelle 3 stellt das Basisszenario und die Varianten der Szenarienanalyse diesen Referenzen gegenüber. Das Basisszenario erreicht rund 70 % des Lastmodells 1 und liegt auf dem Niveau der Brückenklasse 45. Die Variante V3, die Gruppenüberfahrten und die maßgebenden Einzelfahrzeugtypen ausschließt, senkt die Beanspruchungen deutlich: auf rund 55 % des Lastmodells 1 und unter die Brückenklasse 30/ 30. Tab. 3: Übersetzung der charakteristischen Beanspruchung in die Vergleichslastmodelle: globaler Anpassungsfaktor gegenüber Lastmodell 1 [8] (Anteil LM 1) und zugeordnete Brückenklasse nach DIN 1072. Var. char. M Anteil LM1 ~ BK Basis 4 290 kNm 70 % BK 45 V1 4 101 kNm 67 % BK 45 V2 4 299 kNm 71 % BK 45 V3 3 360 kNm 55 % < BK 30/ 30 Die objektspezifische Bewertung der Verkehrseinwirkung schafft für Baulastträger zunächst auf Bauwerksebene Nutzen: Sie macht die tatsächliche Wirkung des örtlichen Verkehrs sichtbar und liefert damit eine begründbare Entscheidungsgrundlage, die die Nachrechnungsrichtlinie ergänzt. Die Analyse zeigt, wo Handlungsspielräume liegen: bei einzelnen Fahrzeugtypen und bei Begegnungsereignissen. Betriebliche Maßnahmen, die dort ansetzen, können den Weiterbetrieb statt einer Sperrung ermöglichen. Ihre Ausgestaltung und ihr Nachweis erfolgen dann in einer objektspezifischen Folgesimulation. Der Entscheidungsraum reicht von der wirtschaftlicheren Gestaltung von Verstärkung und Restnutzungsdauer bis zum Ersatzneubau. Über das Einzelbauwerk hinaus eröffnet der Ansatz eine strategische Perspektive: Die Einwirkungsseite kann die Priorisierung im Bestand ergänzen, und die geringe Datenhürde macht ihn in der Breite einsetzbar. 6. Einordnung und Ausblick Der vorgestellte Ansatz versteht sich als ergänzende, objektspezifische Untersuchung der Einwirkungsseite. Sein Nutzen ist dort am größten, wo der bauliche Zustand und das Nachrechnungsergebnis nicht zusammenpassen. Dann kann die Bewertung Reserven auf der Einwirkungsseite sichtbar machen und Handlungsspielräume eröffnen. Aber auch bei vordringlichen Bauwerken mit ungünstigem Nachrechnungsergebnis lohnt der Blick auf die Einwirkungsseite: Maßnahmen lassen sich konkret für das Bauwerk untersuchen. Der Ansatz legt das vorhandene Verkehrsauf kommen am Bauwerk zugrunde. Damit lassen sich auch Brücken im nachgeordneten Streckennetz gezielt untersuchen, die die normativen Modelle nicht differenziert abbilden. Grundlage ist dabei stets ein definiertes Verkehrsszenario. Neben dem heutigen Verkehr können auch prognostizierte Entwicklungen unmittelbar als eigene Szenarien abgebildet werden, etwa ein steigendes Schwerverkehrsauf kommen oder veränderte Fahrzeugflotten. Die Fahrzeugeigenschaften beruhen dabei derzeit auf Daten der Bundesfernstraßen und bilden ein konservatives, schweres Fahrzeugkollektiv ab. Das größte Potential liegt darin, auch die Einzelfahrzeugcharakteristik streckenspezifisch zu erfassen: Mit lokalen Gesamtgewichts- und Achslastverteilungen stützt sich die Bewertung vollständig auf die Verhältnisse am jeweiligen Bauwerk. Methodisch lässt sich der Ansatz gezielt erweitern: um Stausituationen und Fahrzeuginteraktionen, wie sie im innerstädtischen Netz auftreten, und um die Auswertung der Beanspruchungsverläufe für Ermüdungsnachweise auf Querschnittsebene. Literatur [1] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt). Zustandsnoten der Brücken an Bundesfernstraßen. 2026. URL: https: / / www.bast.de/ DE/ Publikationen/ Statistik/ Bruecken/ Zustandsnoten.html (besucht am 08.07.2026). [2] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt). Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. 2026. URL: https: / / www.bast.de/ DE/ Themen/ Infrastruktur/ HF_1/ Massnahmen/ nachrechnung-bruecken/ nachrechnung-bruecken.html (besucht am 08.07.2026). [3] Bundesministerium für Verkehr (BMV). Brückenmodernisierung im Bundesfernstraßennetz. Programm zur Brückenmodernisierung, aufgelegt 2022. 2025. URL: https: / / www.bmv.de/ Shared- Docs/ DE/ Artikel/ StB/ brueckenmodernisierung. html (besucht am 08.07.2026). [4] Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie). Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS). 2011. [5] Deutsches Institut für Urbanistik (Difu). Ersatzneubau kommunaler Straßenbrücken. Techn. Ber. Berlin: Deutsches Institut für Urbanistik, 2013. [6] Ursula Freundt, Sebastian Böning u. a. Anpassung von DIN-Fachberichten „Brücken“ an Eurocodes. Techn. Ber. B 77. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen, 2011. 176 7. Brückenkolloquium - September 2026 Beanspruchungen aus Verkehr im nachgeordneten Streckennetz [7] DIN 1072: Straßen- und Wegbrücken - Lastannahmen. DIN Deutsches Institut für Normung. Berlin, 1985. [8] DIN-Fachbericht 101: Einwirkungen auf Brücken. DIN Deutsches Institut für Normung. Berlin, 2009. [9] DIN EN 1991-2: Eurocode 1 - Einwirkungen auf Tragwerke - Teil 2: Verkehrslasten auf Brücken; mit Nationalem Anhang DIN EN 1991-2/ NA. DIN Deutsches Institut für Normung. Berlin, 2010. [10] Ursula Freundt und Sebastian Böning. Verkehrslastmodelle für die Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. Techn. Ber. B 82. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen, 2011. [11] Ursula Freundt u. a. Untersuchungen zu den Auswirkungen alternativer Antriebskonzepte auf den Brückenbestand im Bundesfernstraßennetz. Techn. Ber. B 220. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen, 2026. DOI: 10.60850/ bericht-b220. [12] Straßen.NRW - Landesbetrieb Straßenbau Nordrhein-Westfalen. Periodische Verkehrszählungen - Straßenverkehrszählung 2021. 2021. URL: https: / / www.strassen.nrw.de/ de/ periodische-verkehrszaehlungen.html (besucht am 08.07.2026). [13] Karsten Geißler. „Beitrag zur probabilistischen Berechnung der Restnutzungsdauer stählerner Brücken“. Schriftenreihe des Instituts für Tragwerke und Baustoffe der TU Dresden, Heft 2. Dissertation. Technische Universität Dresden, 1995. [14] Colin C. Caprani. „Probabilistic Analysis of Highway Bridge Traffic Loading“. Dissertation. University College Dublin, School of Architecture, Landscape and Civil Engineering, 2005. [15] Bernard Enright. „Simulation of Traffic Loading on Highway Bridges“. Dissertation. School of Civil and Structural Engineering, Dublin, 2010. [16] Josef Karl Kraus. „Zur analytischen Herleitung von Verkehrslastmodellen für die Tragfähigkeit und Ermüdung von Straßenbrücken“. Dissertation. Technische Universität Berlin, 2021. DOI: 10.14279/ depositonce-12494. [17] Georg Merzenich und Gerhard Sedlacek. Hintergrundbericht zum Eurocode 1 - Teil 3.2: Verkehrslasten auf Straßenbrücken. Techn. Ber. 711. Bonn: Bundesministerium für Verkehr, 1995. [18] Eugene J. OBrien u. a. „Characteristic Dynamic Increment for extreme traffic loading events on short and medium span highway bridges“. In: Engineering Structures 32.12 (2010), S. 3827-3835. [19] Colin C. Caprani, Eugene J. OBrien und Geoffrey J. McLachlan. „Characteristic traffic load effects from a mixture of loading events on short to medium span bridges“. In: Structural Safety 30.5 (2008), S.-394-404. [20] Colin C. Caprani und Eugene J. OBrien. „The use of predictive likelihood to estimate the distribution of extreme bridge traffic load effect“. In: Structural Safety 32.2 (2010), S. 138-144. [21] Eugene J. OBrien und Colin C. Caprani. „Headway modelling for traffic load assessment of short to medium span bridges“. In: The Structural Engineer 83.16 (2005), S. 33-36. [22] Gregor Rösler. „Verkehrslastbeanspruchung an Brücken im nachgeordneten Streckennetz. Entwicklung und Validierung eines empirischen Simulationsmodells“. in Vorbereitung. Dissertation. Universität Duisburg-Essen, 2026. [23] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung, Hrsg. Technische Lieferbedingungen für Streckenstationen (TLS). Bundesanstalt für Straßenwesen. 2012. [24] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt). Automatische Straßenverkehrszählung - Dauerzählstellen. 2022. URL: https: / / www.bast.de/ DE / Themen/ Digitales/ HF_1/ Massnahmen/ verkehrszaehlung/ zaehl_node.html (besucht am 08.07.2026). [25] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt). Achslastdaten (Weigh-in-Motion) - Statistik. 2022. URL: https: / / www.bast.de/ DE/ Publikationen/ Statistik/ Achslast/ Achslast_node.html (besucht am 08.07.2026). [26] Eugene J. OBrien, Bernard Enright und Abraham Getachew. „Importance of the Tail in Truck Weight Modeling for Bridge Assessment“. In: Journal of Bridge Engineering 15.2 (März 2010), S. 210-213. DOI: 10.1061/ (ASCE)BE.1943-5592.0000043. 7. Brückenkolloquium - September 2026 177 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Simulations- und monitoringbasierte Kombination aus Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz Marco Maibaum Technische Universität Berlin, Fachgebiet Entwerfen und Konstruieren - Stahlbau Dr.-Ing. Josef Karl Kraus GMG Ingenieurgesellschaft Berlin mbH Prof. Dr.-Ing. Karsten Geißler Technische Universität Berlin, Fachgebiet Entwerfen und Konstruieren - Stahlbau Zusammenfassung Der Artikel untersucht die Überlagerung der Beanspruchungen aus Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz bei Straßenbrücken mit dem Ziel einer objektspezifischen Kalibrierung des Kombinationsbeiwertes ψ 0 im Rahmen einer Nachrechnung. Die Methodik beruht auf der gleichzeitigen Simulation der beiden Beanspruchungen mit Hilfe von Monte- Carlo-Simulationen und unter Berücksichtigung der jeweiligen Tagesganglinien. Die Untersuchung wird beispielhaft an einer Spannbetonbrücke beschrieben, wobei die Vorgehensweise auch auf andere Bauweisen und Materialien übertragbar ist. Es zeigt sich, dass eine objektspezifische Kalibrierung des Kombinationsbeiwertes bei der Nachrechnung von Straßenbrücken erhebliches Potential eröffnet, das in kritischen Fällen die Aufrechterhaltung des Betriebs ohne verkehrliche Kompensationsmaßnahmen ermöglichen kann. 1. Einführung Bei der Nachrechnung von Brücken ist in vielen Fällen die Kombination aus Verkehr als erste und der vertikale linear veränderliche Temperaturanteil (im Folgenden kurz als „vertikale Temperaturdifferenz“ bezeichnet) als zweite veränderliche Einwirkung bei Nachweisen am Haupttragsystem maßgebend. Relevant ist das besonders bei älteren Bauwerken, da die Berücksichtigung der vertikalen Temperaturdifferenz erst 1979 mit Einführung der DIN 4227 zum normativen Standard wurde. Die zweite veränderliche Einwirkung wird unabhängig von Bauweise und Material mit einem Kombinationsbeiwert faktorisiert, um die Wahrscheinlichkeit des gleichzeitigen Auftretens extremaler Ereignisse unterschiedlicher Einwirkungen zu berücksichtigen. Die für die Nachrechnung üblicherweise verwendeten normativen Vorgaben sind aufgrund ihrer Allgemeingültigkeit konzeptbedingt konservativ. Eine genauere Betrachtung birgt demnach Optimierungspotential, wie bspw. in [1] für Eisenbahnbrücken bereits gezeigt wurde. Die objektspezifische Bestimmung des Kombinationsbeiwertes bei Bestandsbauwerken wurde bislang nur im Rahmen der Forschung angewandt. Die Berechnung erfolgte dabei auf Basis eines Grundzeitintervalls, in welchem - nach dem Modell von Borges und Castanheta - die Einwirkung als konstant angenommen wird [2]. Für die vertikale Temperaturdifferenz wird in der einschlägigen Literatur ein Grundzeitintervall mit der Länge von drei Tagen vorgeschlagen und mit der mittleren Dauer einer Witterungslage begründet, vgl. [3], [4]. Die mit diesem Modell einhergehenden Annahmen sind jedoch mit konservativen Vereinfachungen verbunden. In der Realität resultiert aus dem Tagesgang der Sonne und anderen Randbedingungen (z.-B. Wind oder Bewölkungsgrad) eine ständige Veränderung der vertikalen Temperaturdifferenz. Die mit dem Borges-Castanheta-Modell einhergehende konstante Einwirkung während des gesamten Grundzeitintervalls ist somit eine Annahme, die sich auf der sicheren Seite befindet. Um den Einfluss des Tagesgangs der Einwirkungen aus Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz berücksichtigen zu können, wurde in [5] am Beispiel einer Stahlbrücke eine Methodik vorgestellt, mit welcher der Kombinationsbeiwert aus der gleichzeitigen Simulation der Beanspruchungen abgeleitet werden kann. Die Methodik wurde weiterentwickelt und wird im Rahmen des Beitrags am Beispiel einer Spannbetonbrücke vorgestellt. 2. Vorgehensweise Die im Folgenden erläuterte Vorgehensweise setzt die Entkopplung der Einwirkungs- und Widerstandsseite im semi-probabilistischen Sicherheitskonzept durch die Verwendung der Wichtungsfaktoren α E und α R voraus, sodass die Einwirkungsseite isoliert betrachtet werden kann. Grundlage für die Ermittlung des Kombinations- 178 7. Brückenkolloquium - September 2026 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand beiwertes bildet [Gl. 1] zur Bestimmung einer Gesamtbemessungsbeanspruchung infolge veränderlicher Belastung auf Schnittgrößenebene, bestehend aus Verkehr als erste und vertikale Temperaturdifferenz als zweite veränderliche Einwirkung. [1] Die Bemessungswerte der Beanspruchungskomponenten und der Gesamtbeanspruchung können bei bekannter Extremwertverteilung durch Einsetzen des Wichtungsfaktors α E -=--0,7 und des Zuverlässigkeitsindex β-=-3,8 in [Gl. 2] bestimmt werden. Die Extremwertverteilungen der Beanspruchungskomponenten resultieren aus voneinander unabhängigen Langzeitsimulationen des Verkehrs und der Temperaturdifferenz; die Verteilung der Gesamtbeanspruchung ergibt sich durch die Addition der aus den Einwirkungen resultierenden Beanspruchungen zu jedem Zeitschritt. Da sich die Temperaturdifferenz verhältnismäßig langsam ändert, genügt die Betrachtung der Stundenextrema beider Beanspruchungen. [2] Durch Einsetzen von [Gl. 2] in [Gl. 1] ergibt sich [Gl.-3] zur Bestimmung des Kombinationsbeiwertes. [3] Anzumerken ist, dass der in DIN EN 1990 zusätzlich angegebene Wichtungsfaktor von α Ei *α E -=--0,4 * 0,7 für eine Begleiteinwirkung bei mehreren (unabhängigen) Basisvariablen hier nicht anzuwenden ist. In der Gesamtbeanspruchung ist bereits die reduzierte Wahrscheinlichkeit des gleichzeitigen Auftretens extremaler Ereignisse durch die Tagesgänge von Verkehr und Temperaturdifferenz berücksichtigt. Die Untersuchungen werden an einer mehrfeldrigen Spannbetonbrücke mit zweizelligem Hohlkastenquerschnitt und Ost-West-Orientierung getrennt nach Feld- und Stützbereich beschrieben, vgl. [Abb. 1]. Für die südliche Hohlkastenzelle des Überbaus lagen Temperaturmessdaten vor, die bei den Simulationen berücksichtigt wurden. 3. Verkehrslastsimulationen Die Ermittlung der zeitlich veränderlichen Verkehrsbeanspruchung erfolgt mit Hilfe von Verkehrslastsimulationen. Diese ermöglichen eine Generierung zufälliger Verkehrsströme über Monte-Carlo-Algorithmen, basierend auf stochastischen Eingangsgrößen, vgl. [6]. Die Überfahrt der erzeugten Fahrzeugbänder wird als schrittweise Verschiebung entlang der Einflusslinien unterschiedlicher Fahrstreifen des o.-g. Bauwerks betrachtet. Wesentliche Eingangsgrößen dieser Simulationen sind die verwendeten Fahrzeugkollektive sowie hier besonders die Parameter zur Beschreibung der Verkehrszustände. Abb. 1: Statisches System und Querschnitt einer Spannbetonbrücke mit rechnerisch angesetzter Fahrstrei-fenanordnung 7. Brückenkolloquium - September 2026 179 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Tab. 1: Fahrzeugkollektiv „Große Entfernung“ (GE) und „Mittlere Entfernung“ (ME). Daten in Anlehnung an WiM-Anlage „3392, A2 Essehof (NI), 2014“ [7][8] sowie Nachrechnungsrichtlinie 2011 inkl. Ersatzfahrzeug für gen. pfl. SV mit Dauergenehmigung [9] [10]. GE: DTV-SV = 10.000 pro Richtung. ME: DTV-SV = 2.500 pro Richtung 180 7. Brückenkolloquium - September 2026 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Die hier beispielhaft verwendeten Fahrzeugkollektive, vgl. [Tab. 1], entsprechen einem schweren Langstreckenverkehr auf Autobahnen mit einem durchschnittlichen täglichen Schwerverkehrsaufkommen DTV-SV von 10.000 pro Richtung sowie einem dem örtlichen Verkehrsaufkommen einer Stadtautobahn entsprechenden Mittelstreckenverkehr mit einem DTV-SV von 2.500 pro Richtung. Die zugrunde liegenden Daten entstammen einer umfangreichen Auswertung von Weigh-in-Motion- Daten der BASt [8]. Ergänzt wurden diese um ein Ersatzfahrzeug in Form eines 60t-Mobilkrans zur Berücksichtigung des genehmigungspflichtigen Schwerverkehrs (gen. pfl. SV) mit Dauergenehmigung, der bei Bestandsbrücken im Gegensatz zu Schwerverkehr mit Einzelgenehmigung im Regelfall nicht auszuschließen ist. Das hier betrachtete Bauwerk weist je Überbau eine Fahrtrichtung auf, die sich im Normalbetrieb auf drei Fahrstreifen aufteilt. Durch die verfügbare Fahrbahnbreite lässt sich jedoch ein Betrieb mit vier Fahrstreifen nicht ausschließen, d.-h. der ungünstigste normativ abzudeckende Fall. Dementsprechend werden rechnerisch drei Fahrstreifen zzgl. eines unabhängig befahrenen Standstreifens als maßgebendes Verkehrsszenario hinsichtlich des Feld- und Stützmomentes des südlichen Hauptträger- Stegs betrachtet, vgl. [Abb. 1]. Die Spuraufteilung der Lkw beträgt näherungsweise 80-%/ 19-%/ 1-% in Haupt- und Überholfahrstreifen. Im Rahmen dieser Untersuchung von vorrangiger Bedeutung sind die Parameter zur Beschreibung der Verkehrszustände, insbesondere derjenigen, die eine signifikante Änderung im Tagesverlauf aufweisen. Zum einen betrifft das die Tagesganglinie des Schwerverkehrs, wie in [Abb. 2] dargestellt. Diese weist im Gegensatz zur Tagesganglinie des Pkw-Verkehrs im Regelfall keine Spitzen zu Stoßzeiten auf, sondern zeigt nachts eine geringere Verkehrsstärke q [Lkw/ h] sowie tagsüber eine nahezu konstant bleibende Verkehrsstärke entsprechend der typischen Lenkzeiten der Lkw-Fahrer. Die Berücksichtigung dieser Tagesganglinie in Verkehrslastsimulationen hat eine direkte Auswirkung auf die Wahrscheinlichkeit extremer Verkehrssituationen zu unterschiedlichen Tageszeiten der programmintern in einzelne Stunden unterteilten Fahrzeugbänder. Zum anderen weist auch die Stauwahrscheinlichkeit eine deutliche Änderung im Tagesverlauf auf. In bisherigen Untersuchungen wurde diese üblicherweise als konstant bleibende Größe über die beiden Parameter p Stau und p fließ betrachtet, vgl. [6], die jeweils die Wahrscheinlichkeit einer Änderung des Verkehrszustands von fließendem Verkehr zu Stau und umgekehrt beschreiben. Die Stauwahrscheinlichkeit an sich lässt sich in zwei Aspekte unterteilen: Einen Grundanteil, der zufällige Staus infolge von Unfällen und verkehrsbehindernden Pannen abdeckt, und damit die geringere Stauwahrscheinlichkeit zu Zeiten mit niedrigem bis moderatem Verkehrsaufkommen beschreibt. Entsprechende Schätzwerte aus der Verkehrstechnik gehen von einer mittleren Anzahl an Staus pro Tag von 1-·-10 -6- ·-DTV aus, vgl. [11]. Sowie einen Anteil, der die regelmäßig deutlich erhöhte Stauwahrscheinlichkeit zu den Zeiten beschreibt, in denen die Verkehrskapazität des betrachteten Streckenabschnitts nahezu erreicht bzw. überschritten ist, d.-h. zu Zeiten mit sehr hohem Verkehrsaufkommen je Stunde. Abb. 2: Tagesganglinie des Schwerverkehrs Abb. 3: Tagesganglinie der Stauwahrscheinlichkeit: Stau morgens/ Stau abends/ Stau morgens und abends In einer Variantenuntersuchung werden hier drei unterschiedliche Ausprägungen betrachtet, die in [Abb. 3] dargestellt sind. Entsprechend der typischen Tagesganglinien des Pkw-Verkehrs werden regelmäßige Staus zu den Stoßzeiten morgens, abends oder morgens und abends unterschieden. In den dargestellten Tagesganglinien der Stauwahrscheinlichkeit sind entsprechende Parameter p Stau und p fließ hinterlegt, die sowohl den Anteil zufälliger als auch regelmäßiger Staus berücksichtigen. Die übrigen Parameter der Verkehrszustände werden in Anlehnung an die Erkenntnisse in [6] angesetzt. Zur Visualisierung der damit generierten Verkehrsströme zeigt [Abb. 4] beispielhaft einen Ausschnitt der 24 Fahrzeug- 7. Brückenkolloquium - September 2026 181 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand bänder eines Tages für eine 3-streifige Richtungsfahrbahn. Klar zu erkennen sind die Stoßzeiten mit Stauverkehr. Abb. 4: Ausschnitt der 24 Fahrzeugbänder eines Tages bei einer 3-spurigen Richtungsfahrbahn (Blau = Hauptspur, Rot = Nebenspur 1, Orange = Nebenspur 2) Anzumerken ist, dass im Rahmen dieser Untersuchung davon ausgegangen wird, dass eine klare zeitliche Ausprägung der Verkehrszustände am betrachteten Bauwerk vorliegt. Hinsichtlich möglicher zukünftiger Entwicklungen des Verkehrs sollten auch konservative Annahmen und deren Auswirkungen untersucht werden. Weiterhin wird unterstellt, dass die vertikale Temperaturdifferenz je Stundenintervall konstant bleibt. Der in der Verkehrslastsimulation generierte Kenngrößen-Zeitverlauf, als kontinuierlicher Verlauf der Kenngröße (Schnittgröße) je Zeitschritt, kann daher für die nachfolgende Auswertung zu einem Zeitverlauf der Stundenmaxima reduziert werden. Je Verkehrsszenario wurde eine Simulationslänge gewählt, die den Verkehr eines kompletten Jahres insgesamt 20.000-mal, basierend auf o.-g. stochastischen Größen, neu generiert und auswertet. Im Ergebnis der durchgeführten Simulationen zeigt sich in den generierten Zeitverläufen der Stundenmaxima sowohl für die betrachtete Schnittgröße Feldals auch Stützmoment jeweils der Stauverkehr als maßgebende extreme Laststellung. Entsprechend der in [6] entwickelten Methode ist diese maßgebende Laststellung stets bei langen Einflusslinienlängen gleichen Vorzeichens sowie bei breiten Fahrbahnen zu erwarten, d. h. sowohl das Feldals auch Stützmoment werden extremal, wenn mehrere Lkw gleichzeitig auf der Brücke stehen. Analog dazu zeigen die Zeitverläufe deutliche Spitzen der Verkehrsbeanspruchung zu Stoßzeiten mit Stau entsprechend [Abb. 3]. Anzumerken ist diesbezüglich, dass beim Feldmoment die entlastende Wirkung der Nachbarfelder im Stauverkehr eine nicht zu vernachlässigende Rolle einnimmt, die bei der Verkehrsart „große Entfernung“ stärker ausgeprägt ist als bei „mittlerer Entfernung“. Infolgedessen resultieren im konkreten Fall des betrachteten Beispielbauwerks entgegen der Erwartung kleinere Feldmomente bei der Verkehrsart „große Entfernung“. Wie im Ergebnis der nachfolgend durchgeführten Überlagerung mit der Temperaturbeanspruchung ersichtlich wird, weisen derartige zeitabhängige Charakteristika deutlichen Einfluss auf die Kombinationsbeiwerte auf, da entscheidend ist, wie hoch die Wahrscheinlichkeit einer Überlagerung der jeweiligen Extrema ist. 4. Simulation der vertikalen Temperaturdifferenz Die Simulation der vertikalen Temperaturdifferenz basiert auf einer Methodik, nach der ein typischer Tagesgang für Massivbrücken definiert wird, der lediglich von den Tagesextrema abhängig ist, vgl. [Abb. 5]. Es handelt sich um eine Weiterentwicklung der Vorgehensweise aus [5]. Der Tagesgang wurde aus den erhobenen Messdaten abgeleitet und stimmt insbesondere mit den Verläufen typischer Sommertage überein, vgl. [Abb. 5]. Abb. 5: Tagesgang der vertikalen Temperaturdifferenz der untersuchten Spannbetonbrücke im Vergleich zum simulierten Tagesgang Zur Simulationsdurchführung wird für jeden Tag ein minimaler und ein maximaler Wert der vertikalen Temperaturdifferenz benötigt. Die Werte sind das Resultat zufälliger Ziehungen aus Tagesextremwertverteilungen. Analog zu den Verkehrseinwirkungen wird ein Jahr auf 250-Tage reduziert. Beide Extremwertverteilungen gelten für das gesamte Jahr. Dabei handelt es sich um eine konservative Annahme, da die Extremwertverteilungen aus reduzierten Zeiträumen abgeleitet wurden, in denen die negativen bzw. positiven Temperaturdifferenzen besonders stark ausgeprägt sind, vgl. [Abb. 6] und [Tab. 2]. Abb. 6: Jahresgang der Tagesminima und -maxima der vertikalen Temperaturdifferenz 182 7. Brückenkolloquium - September 2026 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Tab. 2: Datengrundlage und Parameter der Extremwertverteilungen für minimale und maximale Temperaturdifferenzen ΔT+ ΔT- Beobachtungszeitraum 01.05. bis 07.07. 01.10. bis 30.11. & 01.02. bis 31.03. Grundzeitintervall in Tagen 4 2 Mittelwert in K 4,9 1,4 Standardabweichung in K 0,7 0,6 Skalenparameter in K 26,2 84,0 Lageparameter in K 14,6 40,7 Formparameter in K 19,2 41,8 Berechnung der vertikalen Temperaturdifferenz aus Messdaten Mithilfe von Temperatursensoren wurden an einer Spannbetonbrücke Messdaten erhoben, die das Temperaturfeld innerhalb des Querschnittes repräsentieren, vgl.- [Abb. 1]. Sie können in einen konstanten, linearen und nichtlinearen Anteil zerlegt werden. Die für die weiteren Untersuchungen relevante vertikale Temperaturdifferenz berechnet sich nach [Gl. 4], vgl. [3]. [4] Zur Anwendung der Gleichung wird der Querschnitt in finite Elemente zerlegt und in sieben Teilquerschnitte unterteilt, vgl. [Abb. 7, oben]. Nach Zuordnung der Sensoren zu den Teilquerschnitten werden in vertikaler Richtung lineare Interpolationen und Extrapolationen zur Bestimmung der Temperaturen in den Zwischen- und Randbereichen durchgeführt. In horizontaler Richtung findet eine bereichsweise Übertragung dieser Temperaturen statt. Da bei der untersuchten Brücke in der südlichen Bodenplatte nur ein Sensor angeordnet war, konnte keine Interpolation durchgeführt werden; stattdessen erhielten alle Elemente des Bereichs die Temperatur des Sensors. Zur Interpolation der Randtemperaturen aller Teilquerschnitte mit Fahrbahnkontakt wurde Sensor Nr. 12 verwendet, der sich in der Asphaltschicht befand. Da lediglich die südliche Hohlkastenzelle mit Temperatursensoren ausgestattet wurde, mussten Annahmen bzgl. der nördlichen Zelle getroffen werden: Da der nördliche Steg aufgrund seiner Lage und eines Nachbarbauwerks dauerhaft verschattet ist, wurden ihm dieselben Temperaturen wie dem mittleren Steg zugeordnet. Die nördliche Deckplatte erhielt dieselben Temperaturen wie die südliche; analog wurde bei der nördlichen Bodenplatte vorgegangen. Durch diese Vorgehensweise konnte je Zeitschritt ein vollständiges Temperaturfeld des Querschnitts erstellt und zur Bestimmung der vertikalen Temperaturdifferenz verwendet werden, vgl. exemplarisch [Abb. 7, unten]. Ableitung einer Extremwertverteilung aus Messdaten Für die Annäherung einer Extremwertverteilung an eine Stichprobe ist stochastische Unabhängigkeit zwischen den Werten eine zentrale Voraussetzung. Die Temperaturdifferenz ist stark von der Strahlungsintensität der Sonne abhängig. Der daraus resultierende tageszyklische Verlauf der Temperaturdifferenz lässt somit die Ableitung der Verteilung aus Tagesmaxima oder -minima zunächst sinnvoll erscheinen. Allerdings sind die aufeinanderfolgenden Tagesextrema aufgrund von Jahresschwankungen, Witterungsereignissen und der Temperaturträgheit unterschiedlicher Bauweisen und Materialien nicht zwangsläufig stochastisch unabhängig voneinander, vgl. [Abb. 6]. Für die Ableitung einer Extremwertverteilung ist nachzuweisen, dass keine Autokorrelation in der Zeitreihe vorliegt, vgl. [4]. Hierzu werden die Auswirkungen von Jahresschwankungen durch die Betrachtung ausgewählter Zeiträume anstelle eines ganzen Jahres eliminiert. Anschließend werden Ein- oder Mehrtagesextrema der reduzierten Zeitreihe bestimmt. Maßgebend wird der Beobachtungszeitraum, für den keine statistisch signifikante Autokorrelation vorliegt, auf der sicheren Seite liegend zum größtmöglichen Bemessungswert führt und dem gleichzeitig ein möglichst großer Stichprobenumfang zugrunde liegt, vgl. [12]. 7. Brückenkolloquium - September 2026 183 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Abb. 7: oben) Zerlegung des Querschnitts in Teilquerschnitte mit fiktiver Sensoranordnung; unten) Temperaturfeld am 25. Juni um 23: 35 Uhr Zur Beschreibung extremaler Temperaturdifferenzen kommt typischerweise eine Extremwertverteilung vom Typ III zur Anwendung, vgl. [4], [13] und [14]. Zur Bestimmung ihrer Form-, Lage- und Skalenparameter wird auf die aus den Messdaten resultierende Standardabweichung und den Mittelwert sowie dem Wertepaar aus Bemessungswert und Bemessungsquantil zurückgegriffen. Damit kann die Extremwertverteilung eindeutig bestimmt werden, vgl. Abb. 8. Abschließend erfolgt die Umrechnung der auf das Grundzeitintervall bezogenen Extremwertverteilung auf eine Tagesextremwertverteilung. Die Vorgehensweise unterscheidet zum bisherigen Ansatz, bei dem der Lageparameter (der bei diesem Verteilungstyp einen oberen Grenzwert darstellt) z. T. der einschlägigen Literatur entnommen wurde, vgl. [5]. Sie stellt eine Alternative dar, bei der einerseits die objektspezifischen Randbedingungen berücksichtigt und andererseits durch die Verwendung des normativen Bemessungswertes eine konservative Annahme getroffen wird. Abb. 8: angenäherte Extremwertverteilungsdichten vom Typ III an die Stichproben der vertikalen Temperaturdifferenzen, links für ΔT- (umgekehrtes Vorzeichen) und rechts ΔT+ 184 7. Brückenkolloquium - September 2026 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Das für die Nachrechnung relevante Bemessungsquantil beträgt bei einem 50-jährigen Bezugszeitraum 99,61-%. Der charakteristische Wert der vertikalen Temperaturdifferenz liegt nach Eurocode 115 [15] für Betonbrücken mit Hohlkastenquerschnitt bei 10 K für positive und 5 K für negative Temperaturdifferenzen. Unter Berücksichtigung des Oberbelagsfaktors k sur,ΔT+ - =-0,7 bzw. k sur,ΔT- - =-1,0 (100-mm dicke Asphaltschicht) und dem Teilsicherheitsbeiwert γ = 1,5 für veränderliche Einwirkungen ergeben sich für die untersuchte Spannbetonbrücke die Bemessungswerte 10,5-K und -7,5-K. mittlere Entfernung große Entfernung Abb. 9: Tagesgänge der Feldmomente an drei unterschiedlichen Tagen für Stauereignisse in den Morgenstunden oben) bei mittlerer Entfernung, unten) bei großer Entfernung 5. Gesamtbeanspruchung Die Überlagerung der Beanspruchungen erfolgt auf Schnittgrößenebene. Die Gesamtbeanspruchung ergibt sich durch Addition der Feldbzw. Stützmomente infolge Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz. [Abb. 9] und [Abb. 10] zeigen exemplarisch drei Tagesgänge der Einzelkomponenten sowie der überlagerten Beanspruchung bei Stauereignissen in den Morgenstunden jeweils für die Verkehrsarten mittlere und große Entfernung. mittlere Entfernung große Entfernung Abb. 10: Tagesgänge der Stützmomente für Stauereignisse in den Morgenstunden an drei unterschiedlichen Tagen oben) bei mittlerer Entfernung, unten) bei großer Entfernung 6. Kombinationsbeiwert Für die Bestimmung des Kombinationsbeiwertes werden die Bemessungswerte der Beanspruchungen benötigt. Für die Verkehrs- und Gesamtbeanspruchungen erfolgt dies durch Bestimmung der entsprechenden Quantilwerte einer an das Histogramm der Jahresextrema angenäherten generalisierten Paretoverteilung, vgl. [Abb. 11]. Der extremalen vertikalen Temperaturdifferenz und damit auch den zugehörigen Zwangsmomenten liegt eine Typ- III-Extremwertverteilung zugrunde, vgl. Abschnitt- 4, anhand derer der dem Bemessungswert entsprechende Quantilwert bestimmt wird. Im Anschluss wird nach [Gl.-3] der Kombinationsbeiwert berechnet. Die Ergebnisse für die unterschiedlichen Varianten sind in [Tab. 3] zusammengefasst. In Abschnitt 3 wurde bereits erläutert, dass die maßgebenden Schnittgrößen sowohl für die Feldals auch für die Stützmomente bei der Verkehrsart „mittlere Entfernung“ bei Stauereignissen auftreten. Bei den Stützmomenten sind die Unterschiede gegenüber staufreien Verkehrszuständen allerdings deutlich stärker ausgeprägt 7. Brückenkolloquium - September 2026 185 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand als bei den Feldmomenten. Große Kombinationsbeiwerte sind in Hinblick auf die zeitliche Überlagerung demnach vor allem dann zu erwarten, wenn die durch die vertikale Temperaturdifferenz hervorgerufenen Zwangsmomente gleichzeitig mit den Stauereignissen auftreten. Beispielsweise ist bei Stauereignissen in den Morgenstunden der Kombinationsbeiwert bei der untersuchten Spannbetonbrücke für Feld- und Stützmomente kleiner als bei Stauereignissen in den Abendstunden. Abb. 11: Histogramm der Jahresextrema des Stützmoments (Stau morgens, mittlere Entfernung) mit angenäherter generalisierter Paretoverteilungsdichte für die Gesamtbeanspruchungen (oben) und Typ-III-Extremwertverteilungsdichte für die Temperaturdifferenzbeanspruchung (unten) Neben der zeitlichen Komponente ist das Verhältnis der Bemessungswerte von Relevanz. Je größer das Bemessungsmoment infolge Temperaturdifferenz im Verhältnis zum Bemessungsmoment infolge Verkehrseinwirkungen ausfällt, desto größer wird der Kombinationsbeiwert. Dies wird an den nachfolgenden Zahlenbeispielen deutlich: Trotz identischem Gesamtbemessungsmoment (M ges,d -=-9,0-MNm) und identischer Summe der Bemessungsmomente als Einzelbeanspruchungen (M ΔT,d -= - 8,0-MNm und M V,d -=-2,0-MNm bzw. umgekehrt) ergeben sich unterschiedliche Kombinationsbeiwerte. Begründen lassen sich die Ergebnisse damit, dass der Zeitpunkt, an dem das Bemessungsniveau der Gesamtbeanspruchung aus zwei Einwirkungen erreicht wird, nicht unbedingt mit dem der Einzelkomponenten zusammenfällt. Bei Einwirkungskombinationen wird der Bemessungswert der ersten veränderlichen Einwirkung ohne Abminderung in der Bemessungsgleichung berücksichtigt. Somit wird die Differenz zwischen dem Bemessungswert der Gesamtbeanspruchung und der Summe der Bemessungswerte der Einzelkomponenten vollständig durch die zweite veränderliche Einwirkung über den Kombinationsbeiwert kompensiert. Ist der Bemessungswert der ersten veränderlichen Einwirkung deutlich größer als der Bemessungswert der zweiten veränderlichen Einwirkung, führt bei der Ermittlung der Gesamtbeanspruchung nach [Gl. 3] bereits eine um wenige Prozent reduzierte erste veränderliche Einwirkung dazu, dass der Kombinationsbeiwert deutlich reduziert werden muss, um die absolute Differenz über die zweite veränderliche Einwirkung auszugleichen. Bei Betrachtung des Feldmoments zeigt der Vergleich zwischen den Verkehrsarten, dass die Kombinationsbeiwerte für die Verkehrsart „mittlere Entfernung“ kleiner sind als für die große Entfernung. Dies entspricht den vorherigen Überlegungen zum Verhältnis der Bemessungswerte: Der Bemessungswert der Verkehrsbeanspruchung ist bei mittlerer Entfernung im vorliegenden Fall bei allen Stauvarianten größer als bei der großen Entfernung. Somit ist das Verhältnis des Bemessungswertes infolge Verkehrsbeanspruchung zum Bemessungswert der Temperaturbeanspruchung größer, woraus ein kleinerer Kombinationsbeiwert resultiert. Auch für die Stützmomente fallen die Kombinationsbeiwerte bei mittlerer Entfernung (mit Ausnahme des Stauereignisses in den Morgenstunden) geringer aus. Zwar sind die Bemessungswerte infolge Verkehr bei großer Entfernung größer; die Differenz der Momente aus fließendem Verkehr und Stau ist jedoch nicht so stark ausgeprägt wie bei der mittleren Entfernung, sodass die Uhrzeit der Stauereignisse den Kombinationsbeiwert nicht übermäßig beeinflusst, vgl. [Abb. 10]. Die große Differenz zwischen den Verkehrsarten hinsichtlich des Kombinationsbeiwertes bei morgentlichem Stau ist bislang ungeklärt und Gegenstand weiterer Auswertungen. 186 7. Brückenkolloquium - September 2026 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand 7. Zusammenfassung Die täglichen Zeitpunkte, zu denen Maxima und Minima infolge Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz sowie die daraus resultierende Überlagerung auftreten, haben Einfluss auf die Größe des Kombinationsbeiwertes. Auch das Verhältnis der Bemessungswerte der Einzelkomponenten wirkt sich auf den Kombinationsbeiwert aus: Je größer der Bemessungswert der Verkehrsbeanspruchung im Verhältnis zum Bemessungswert der vertikalen Temperaturdifferenz, desto kleiner wird der Kombinationsbeiwert. Der in der Nachrechnungsrichtlinie für Straßenbrücken vorgegebene Kombinationsbeiwert ψ 0 -=-0,8 wird bei dieser Brücke für die untersuchten Verkehrsarten und Stauvarianten deutlich unterschritten. Es zeigt sich, dass eine objektspezifische Betrachtung das Potential birgt, den Kombinationsbeiwert von Betonbücken mit Hohlkastenquerschnitt auf 0,3 oder weiter zu reduzieren, wenn das Verhältnis des Bemessungswertes der Verkehrsbeanspruchung zum Bemessungswert der vertikalen Temperaturdifferenz groß ausfällt und die Verläufe der Beanspruchungen eine Antizyklik aufweisen. Tab. 3: Objektspezifische Kombinationsbeiwerte in Abhängigkeit von Tragwerksposition, Stauzeitpunkt und Verkehrsart Anzumerken ist, dass sich die vorliegenden Ergebnisse des Kombinationsbeiwertes lediglich auf die Überlagerung von Verkehr und vertikaler Temperaturdifferenz beziehen. Insgesamt zeigt die Untersuchung, dass eine objektspezifische Kalibrierung des Kombinationsbeiwertes ψ 0 -der vertikalen Temperaturdifferenz auch bei Betonbrücken enormes Potential bei der Nachrechnung von Straßenbrücken nach [16] bzw. [17] birgt. Eine Aufrechterhaltung des Betriebs wäre ggf. auch ohne verkehrliche Kompensationsmaßnahmen möglich. Für eine noch klarere Identifikation der Einflussgrößen ist eine umfangreiche Parameterstudie vorgesehen. 8. Dank Der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) wird für die Unterstützung der Grundlagenforschung in diesem Bereich durch das Projekt „Methoden zur Bewertung bestehender Tragwerke unter Berücksichtigung gemessener Beanspruchungen“ (Projekt-Nr. 280831118) gedankt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 187 Objektspezifische Kombinationsbeiwerte für Straßenbrücken im Bestand Literatur [1] Geißler, K.: Überarbeitung der Richtlinie 805: Studie zum Kombinationsbeiwert für vertikale Temperaturdifferenz. 2021. [2] Grünberg, J.: Grundlagen der Tragwerksplanung - Sicherheitskonzept und Bemessungsregeln für den konstruktiven Ingenieurbau: Erläuterungen zu DIN 1055-100. 1. Aufl. in Praxis Bauwesen. Beuth. Berlin Wien Zürich. 2004. [3] Frenzel, B.: Beitrag zur Kombination der Einwirkungen aus Verkehr und Temperatur an Spannbetonbrücken. Dissertation. Fakultät Bauingenieurwesen. Hochschule für Architektur und Bauwesen Weimar. 1991. [4] Frenzel, B. u. a.: Bestimmung von Kombinationsbeiwerten und -regeln für Einwirkungen auf Brücken. Forschung Straßenbau und Straßenverkehrstechnik. 1996. [5] Kraus, J. K.; Maibaum, M.: Objektspezifischer Kombinationsbeiwert der vertikalen Temperaturdifferenz bei Straßenbrücken. Stahlbau 95, H. 5, S.406-415. 2026. [6] Kraus, J. K.: Zur analytischen Herleitung von Verkehrslastmodellen für die Tragfähigkeit und Ermüdung von Straßenbrücken. Dissertation. Technische Universität Berlin. http: / / dx.doi.org/ 10.14279/ depositonce-12494. Shaker Verlag. 2021. [7] Geißler, K.; Kraus, J. K.; Freundt, U.; Böning, S.: Zukunftssicherheit der Ermüdungslastmodelle nach DIN EN 1991-2, Schlussbericht FE 15.0629/ 2016/ FRB. Heft B 195. urn: nbn: de: hbz: opus-bast-27952. Bundesanstalt für Straßenwesen. Bergisch Gladbach. 2023. [8] Geißler, K.; Kraus, J. K.: Neu-Kalibrierung der Schadensäquivalenzfaktoren des Ermüdungslastmodells ELM 3. Schlussbericht FE 15.0719/ 2023/ FRB. unveröffentlicht. Bundesanstalt für Straßenwesen. Bergisch Gladbach. 2025. [9] Freundt, U.; Böning, S.: Analyse von Beanspruchungen von lastbeschränkten Brückenbauwerken infolge Straßenverkehr mit besonderer Berücksichtigung von genehmigungspflichtigem Schwerverkehr mit Dauergenehmigung. Schlussbericht. unveröffentlicht. Landesbetrieb Straßenbau NRW. Gelsenkirchen. 2013. [10] Freundt, U.; Böning, S.: Der aktuelle Verkehr einschließlich des dauergenehmigten Schwerverkehrs der Autobahnen in NRW und die resultierenden Beanspruchungen der betreffenden Bestandsbrücken. Schlussbericht. unveröffentlicht. Landesbetrieb Straßenbau NRW. Gelsenkirchen. 2014. [11] Brilon, W.; Zurlinden, H.: Überlastungswahrscheinlichkeiten und Verkehrsleistung als Bemessungskriterium für Straßenverkehrsanlagen. Schlussbericht FE 03.327/ 1999/ KGB. Forschung Straßenbau und Straßenverkehrstechnik. Heft 870. BMV. Bonn. 2003. [12] Maibaum, M.; Geißler, K.: Messdatenbasierter Kombinationsbeiwert für vertikale Temperaturdifferenzen als Begleiteinwirkung bei Bestandsbrücken. In 25. DASt-Forschungskolloquium: Tagungsband. 2026. [13] Zilch, K.; Hennecke, M.; Buba, R.: Kombinationsregeln für Ermüdung - Untersuchung der Grundlagen für Betriebsfestigkeitsnachweise bei Spannbetonbrücken. Forschung Straßenbau und Straßenverkehrstechnik 824. Bonn. 2001. [14] Steffens, N.: Sicherheitsäquivalente Bewertung von Brücken durch Bauwerksmonitoring. Dissertation. Institut für Bauingenieurwesen. Technische Universität Berlin. Shaker Verlag. Aachen. 2019. [15] DIN EN 1991-1-5: 2010-12: Eurocode 1: Einwirkungen auf Tragwerke - Teil 1-5: Allgemeine Einwirkungen - Temperatureinwirkungen; Deutsche Fassung EN 1991-1-5: 2003+AC: 2009. Beuth Verlag, Berlin, 2010. [16] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS): Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie). 2011. [17] Bundesministerium für Digitales und Verkehr: BEM-ING - Teil 2 Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand - Entwurf. 2024. Betreiberstrategien und Lebenszyklusmanagement 7. Brückenkolloquium - September 2026 191 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie Aktuelle Projekte, Entwicklungen und das Stufenmodell der Autobahn GmbH Dr. Bastian Wacker Die Autobahn GmbH des Bundes, Berlin Dr. Eva Viefhues Die Autobahn GmbH des Bundes, Berlin Zusammenfassung Die Autobahn GmbH steht vor der Aufgabe, die Sicherheit und Verfügbarkeit ihrer Infrastruktur trotz zunehmender Verkehrsbelastungen, alternder Bauwerke, Baumaßnahmen und klimatischer Veränderungen zu gewährleisten. Rund 4.000 Ingenieurbauwerke befinden sich in einem Zustand, der zu Herausforderungen im Erhaltungsmanagement führt, weitere Bauwerke werden kurzbis mittelfristig hinzukommen. Um von einem überwiegend reaktiven hin zu einem prädiktiven Erhaltungsansatz zu gelangen, wird u.-a. eine Strategie Monitoring@Autobahn erstellt. Das Bauwerksmonitoring dient dabei als zentraler Baustein, um strukturelle Veränderungen frühzeitig zu erkennen, Lasten realistisch bewerten zu können und digitale Entscheidungsgrundlagen bereitzustellen. Die Strategie sieht eine schrittweise Umsetzung in vier Stufen vor: von schneller Instrumentierung für die Detektion von Veränderungen über detaillierte Ursachenanalytik bis hin zur vollständigen Integration aller Monitoringdaten in ein eigenes Datenmanagement sowie der Auf bau eines prädiktiven Erhaltungsmanagement mit weiteren Daten- und Informationsquellen. Neben Monitoringmaßnahmen an 173 Bauwerken (geplant, laufend, abgeschlossen), die meistens projektspezifische Fragestellungen adressieren, werden parallel verschiedene Pilotprojekte durchgeführt. Darunter Brücken mit faseroptischer Sensorik, adaptive Bewertungssysteme zur realen Verkehrslastmessung oder kombinierte Schwingungs- und Dehnungsmesssysteme an mehreren Brücken. Diese Projekte schaffen wichtige Erfahrungswerte für Standardisierung, IT-Schnittstellen, Datenhoheit und den modularen Ausbau zukünftiger Lösungen. Durch die Gesamtstrategie trägt das Bauwerksmonitoring künftig entscheidend dazu bei, die Lebensdauer der Infrastruktur zu verlängern, Risiken frühzeitig zu erkennen und Erhaltungsmaßnahmen wirtschaftlicher, nachhaltiger und sicherer zu planen. 1. Einführung Als Infrastrukturbetreiberin ist es entscheidend, das eigene Asset genau zu kennen und dessen Planung, Bau, Betrieb und Erhaltung in einem durchgängigen und geordneten System abzubilden. Die Betriebs- und Erhaltungsphase ist dabei die längste und damit entscheidend, um die Verfügbarkeit für die Nutzenden aufrechtzuerhalten. Über die Jahrzehnte haben sich verschiedene Maßnahmen und Verfahren etabliert und ermöglichen die Bewertung des Bestandes. Sie beruhen auf regelmäßig wiederkehrenden Prüfungen und erfordert einen erheblichen Aufwand die daraus abgeleiteten notwendigen Maßnahmen nachzuverfolgen. Viele Diagnosen können erst gestellt werden, wenn ein Schaden schon aufgetreten ist und visuell erkennbar ist. Die daraus abgeleiteten Maßnahmen werden somit als reaktive Erhaltungsmaßnahmen betitelt und probieren nachträglich die Situation zu entschärfen. Für ein durchgängig strukturiertes System ist es erforderlich, frühzeitig über Entwicklungen im Bauwerksbestand Kenntnis zu erhalten und diese Entwicklungen im besten Fall automatisiert zu verfolgen. Damit dies erreicht werden kann ist es entscheidend ein funktionierendes, offenes und übergeordnete IT-System aufzubauen, um die fachlichen Anwendungsfälle bearbeiten zu können. Entscheidend ist, dass die verschiedensten Informations- und Datenquellen verwendet werden können. Eine dieser Informations- und Datenquellen ist das Monitoring an Bauwerken, mit dem kontinuierlich Bauwerksreaktionen auf Einwirkungen (Verkehr und Witterung) erfasst und nutzbar gemacht werden. Das Monitoring an Bauwerken ist kein neues Thema, gewinnt aber durch neue Übertragungs-, Verarbeitungs- und Speicherungsmöglichkeiten sowie die allgemeine Zustandsentwicklung des Assets zunehmend an Bedeutung. 2. Ausgangssituation Im folgenden Abschnitt werden wesentliche Begriffe aus dem Bereich Bauwerksmonitoring erläutert oder auch eingeführt. Zudem wird ein Überblick über die allgemeine Bauwerkssituation bei der Autobahn GmbH gegeben und als Basis für die weiteren Überlegungen verwendet. 192 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie Abb. 1 Zusammenspiel Bauwerksmonitoring und Bauwerksprüfung 2.1 Begrifflichkeiten Die Zustandsbewertung von Bauwerken wird in Deutschland auf Grundlage der DIN-1076 „Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Überwachung und Prüfung“ [1] und weiteren Regelwerken durchgeführt. Darin ist ein dreijähriger Wechselturnus zwischen der Einfachen- (Sichtprüfung) und Hauptprüfung (Handnahe-Prüfung) für die Bauwerksprüfung vorgeschrieben. Dabei werden sichtbare Schäden aufgenommen, bewertet und anhand der Ergebnisse Erhaltungsmaßnahmen abgeleitet, die die Standsicherheit, Verkehrssicherheit und Dauerhaftigkeit sicherstellen. Beim Bauwerksmonitoring handelt es sich um einen Gesamtprozess für eine systematische, kontinuierliche Überwachung von Bauwerksreaktionen und/ oder Einwirkungen, um den Zustand physikalischer Größen über einen Zeitraum zu erfassen (Abb. 1). Ein Bauwerksmonitoring kann während der Bauphase installiert werden, einen Referenzzustand aufzeichnen und einen Datenbestand über die gesamte Nutzungszeit des Bauwerks auf bauen. Diese umfassende Datenaufnahme ermöglicht dem Bauwerksverantwortlichen in Kombination mit den weiteren Ergebnissen der Bauwerksprüfung eine umfassende Bewertung des Bauwerkszustands. Im besten Fall werden die Daten für datentypübergreifende sowie projektübergreifende Analysen, Simulationen und Prognosen verwendet. Diese Datenaufnahme ab der Bauphase über den gesamten Lebenszyklus wird als Dauermonitoring bezeichnet [2]. Während der Nutzungszeit kann es durch verschiedene Entwicklungen (u.-a. als Ergebnis einer Bauwerksprüfung und einer angeordneten Objektbezogene Schadensanalyse (OSA)) zu einem Langzeitmonitoring über mehrere Woche, Monate oder auch Jahre kommen [2]. Zudem besteht die Möglichkeit mit einem Kurzzeitmonitoring über mehrere Minuten bis Tage Grundlagenermittlungen durchzuführen, um weitere Maßnahmen (ggf. ein Langzeitmonitoring) planen zu können [2]. Beide, Bauwerksprüfung und Bauwerksmonitoring, profitieren voneinander und können Auffälligkeiten gegenseitig abgleichen bzw. erklärbar machen und sind damit für ein funktionierendes Erhaltungsmanagement entscheidend. Es hat sich gezeigt, dass eine weitere Konzeptionierung dieser einzelnen Monitoringarten erforderlich ist, um die Komplexität bei verschiedenen Einsatzgebieten abbilden zu können. Daher hat sich die Aufteilung in ein globales, trendbasiertes Vorsorgemonitoring und ein lokales Anlassmonitoring als sinnvoll erwiesen (Abb. 2). Beim Vorsorgemonitoring wird global bzw. diffus das geometrische und strukturelle Verhalten am Bauwerk erfasst, um frühzeitig Veränderungen zu detektieren. Dies soll mit kosteneffizienten Monitoringsystemen erfolgen. Aktuell haben sich vor allem Dehnungs- und Schwingungsmessungen als mögliche Messmethoden gezeigt. Mit Hilfe dieser Ergebnisse ist eine Trendbewertung möglich, die möglichst wenig Aufwand bei der Planung, Installation und Auswertung erfahren muss. Bei Auffälligkeiten ist es erforderlich weitere Maßnahmen (zusätzliche Bauwerksprüfung, Anlassmonitoring) zu ergreifen, um die Ursache der detektierten Veränderung zu ermitteln. Beim Anlassmonitoring handelt es sich um ein Monitoring konkreter, bekannter lokaler Schäden oder Auffälligkeiten. In manchen Fällen (meistens beim Kurzzeitmonitoring) ist es sinnvoll mit wenig Aufwand einen Schaden zu überwachen, um anschließend ein ausgereiftes Monitoringkonzept basierend auf der Grundlagenermittlung erstellen zu können. Die meisten Monitoringmaßnahmen dieser Art umfassen einen komplexeren Messauf bau mit spezialisierter Messtechnik und verfolgen eine konkrete Aufgabenstellung. 7. Brückenkolloquium - September 2026 193 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie Abb. 2 Vorsorgemonitoring und Anlassmonitoring Durch diese Unterteilung können die einzelnen Monitoringmaßnahmen einfacher geclustert sowie die jeweiligen Anforderungen, Erwartungshaltungen und Erfordernisse klarer kommuniziert werden. 2.2 Bauwerkssituation bei der Autobahn GmbH Im Anlagenbestand der Autobahn GmbH befinden sich 56.000 Bauwerke (u.-a. Brückenteilbauwerke, Schilderbrücken, Lärmschutzwände) die betrieben und erhalten werden müssen, darunter rund 28.000 Brückenteilbauwerke (BTB), die im speziellen Fokus stehen, um die Verfügbarkeit für die Verkehrsteilnehmenden sicherzustellen. Mit Stand 2026 sind mehr als die Hälfte der vorhandenen Brückenteilbauwerke vor dem Jahr 1985 errichtet worden. Für einen Großteil dieser Bauwerke (knapp 12.000 BTB) sind aufgrund des Traglastindex sowie der Lage im Netz vermehrt Erhaltungsmaßnahmen einzuplanen und durchzuführen. Da die Maßnahmen nicht alle gleichzeitig durchgeführt werden können ist eine Priorisierung erforderlich (Abb. 3). Abb. 3 Bauwerksmonitoring im Bereich der Bauwerksmodernisierung Rund 4.500 Brückenteilbauwerke befinden sich zum gegenwärtigen Zeitpunkt im Brückenmodernisierungsprogramm der Autobahn GmbH und sollen bis 2034 erneuert werden. Das bedeutet, dass pro Jahr ca.- 400 Brückenteilbauwerke aus dem Brückenmodernisierungsprogramm dem Verkehr übergeben werden sollen. Dies kann nur gelingen, wenn die Rahmenbedingungen beim Bund, der Autobahn GmbH und der Bauwirtschaft eng aufeinander abgestimmt sind und langfristig verlässlich sichergestellt werden. Zudem findet das jährliche Bauprogramm ebenfalls Anwendung, um Anforderungen anderer Belange (z.-B. Bundesverkehrswegeplan) bedienen zu können. Mit Hilfe der jahrelangen, bauwerksscharfen Kenntnis in den Niederlassungen können die Maßnahmen niederlassungsintern koordiniert werden. Für eine autobahnweite Steuerung der einzelnen Programme spielt die Digitalisierung, Bereitstellung und Nutzung digitaler Informationen eine entscheidende Rolle. Hier kann das Bauwerksmonitoring bei der Priorisierung von Maßnahmen unterstützen. 194 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie 3. Monitoring bei der Autobahn GmbH Das Thema Bauwerksmonitoring wurde im Rahmen der Etablierung des Brückenkompetenzzentrum innerhalb der Autobahn GmbH als wichtiges Thema identifiziert, um autobahnweit einheitliche Standards zu etablieren und allen Beteiligten (Niederlassungen, Außenstellen und Zentrale) eine koordinierende Stelle anbieten zu können. Hierzu wurde ein Team Bauwerksmonitoring etabliert und seit 2025 aufgebaut. Innerhalb des Teams werden die administrativen und strategischen Grundlagen gelegt, mit den Ansprechpartnern der Niederlassungen abgestimmt und autobahnweit zur Verfügung gestellt. In einem ersten Schritt wurde der Hauptteil des Leitfadens „Monitoring an Brücken und weiteren Ingenieurbauwerken“ autobahnweit eingeführt und darüber die bisherigen Erfahrungen (intern/ extern) den Beschäftigten zur Verfügung gestellt. Neben allgemeinen Informationen zu Maßnahmeninhalten und Projektabläufen kann über den Leitfaden auf Entscheidungshilfen zur Auswahl der passenden Messtechnik für bestimmte Fragestellungen und Übersichten über die vorhanden Monitoringprojekte bei der Autobahn GmbH zugegriffen werden. Der Leitfaden wird in den kommenden Jahren durch zusätzliche Anhänge ergänzt, um die Themen Monitoring im Neubau, Monitoring im Bestand oder auch das Datenmanagement für das Monitoring weiter aufzubereiten. Aktuell werden verschiedenste Themen vorangetrieben, wobei der enge Kontakt zu den Niederlassungen und den realen Projekten entscheidend ist, um die Erfordernisse in dem Thema bestmöglich erfassen zu können. Die Bedarfe und Erkenntnisse fließen in die Ausarbeitung der Strategie Monitoring@Autobahn ein und bilden den strategischen Rahmen. Zudem wird durch die enge Begleitung der Projektteams der Erfahrungshorizont so aufgebaut, dass ein inhaltlicher Austausch zwischen den Projekten in den unterschiedlichen Niederlassungen unmittelbaren möglich ist und Entwicklungen genutzt werden können. Im Bereich der Daten beschäftigt sich das Team zusammen mit dem Team Digitallabor aus der Abteilung TIM- GeO und dem Geschäftsbereich IT um den Auf bau einer Sensordateninfrastruktur, damit mittelfristig den Monitoringprojekten eine strukturierte Ablage und übersichtliche Nutzung ihrer Daten zur Verfügung steht. Der Zugriff auf die Daten soll über eine Monitoringplattform erfolgen und für Analysen, Simulationen und Prognosen genutzt werden können. 3.1 Monitoringprojektliste Innerhalb der Autobahn GmbH sind schon eine Vielzahl an Monitoringprojekten dezentral gelaufen - während einige noch unter der früheren Leitung der Länder angelaufen sind, wurden andere bereits in den ersten Jahren der Autobahn GmbH initiiert. Um eine Übersicht und einen Erfahrungsaustausch zu ermöglichen, werden dreimal im Jahr Abfragen an die Niederlassungen durchgeführt und so gemeinsam aktuelle Projektstände erfasst. Mit der Abfrage bis Anfang Juni 2026 konnten insgesamt 173-Projekte identifiziert werden bei denen Monitoring relevant war und ist. Davon sind 80-laufende Projekte und 30 Projekte befinden sich in der Planungsphase. Bei 60 Projekten wurde das Monitoring schon beendet, weil zum einen eine Sanierung oder der Ersatzneubau durchgeführt wurde oder andere Gründe zu einem Ende der Maßnahmen geführt haben. Abb. 4 Maßnahmen nach Messparameter 7. Brückenkolloquium - September 2026 195 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie Die Auswertung in Abb. 4 zeigt, dass vor allem Verformungen, Setzungen, Schwingungen und Dehnungen messtechnisch untersucht werden. Viele Maßnahmen finden derzeit anlassbezogen und auf Projektebene statt. 3.2 Skalierbares Monitoring Ein wesentlicher Vorteil eines autobahnweiten Vorsorgemonitoring liegt darin, dass unterschiedliche Bauwerkstypen und Bauwerkskonstruktionen unter realen und vielfältigen Randbedingungen erfasst, beobachtet und verglichen werden könnten. Mit dieser Datengrundlage sollen übergeordnete Erkenntnisse für ein skalierbares Monitoring gewonnen werden, um eine kontinuierliche Weiterentwicklung und Präzisierung des Vorsorgemonitoring zu ermöglichen. Mit diesem Gedanken hat die Zentrale der Autobahn GmbH schon 2023 den European Startup Prize in der Kategorie „Sustainable and Innovative Highways“ an das Startup irmos technologies AG aus der Schweiz gegeben und im Jahr 2024 zusammen mit dem Startup-Hub der Deutschen Bahn (DB mindbox) und dem Startup selbst eine 100-Tage Challenge für ein Proof of Concept an einer Autobahnbrücke bei Wuppertal durchgeführt. Aufgrund der gewonnenen Erfahrungen hat die Niederlassung Rheinland der Autobahn GmbH ein weiteres Projekt vergeben, um die Technik an insgesamt 11 Bauwerke über einen längeren Zeitraum zu erproben [3]. Diese Instrumentierung erfolgt schrittweise im Jahr 2026. Neben kleinen Bauwerken sind auch größere Bauwerke mit bis zu 1.800-m Länge eingebunden. Das Brückenkompetenzzentrum ist parallel dabei ein ähnliches Programm für ausgewählte prioritäre Bauwerke aufzusetzen, um Kriterien für das Vorsorgemonitoring ableiten zu können. Aus diesem Grund ist es sinnvoll Bauwerke im Programm zu haben bei denen eine Veränderung des strukturellen Verhaltens wahrscheinlich ist. Es ist vorgesehen, verschiedene Anbieter zu beauftragen und einen Querschnitt an Bauwerken instrumentieren zu lassen. Parallel werden weitere Projekte vorbereitet, um schrittweise das Vorsorgemonitoring zu skalieren und autobahnweit auszurollen. Die 4 Phasen der Skalierung des Monitorings zum Auf bau eines datenunterstützten, prädiktiven Erhaltungsmanagements innerhalb der Autobahn GmbH sind in Abb. 5 dargestellt. Abb. 5 Phasen der Skalierung des Monitorings innerhalb der Autobahn GmbH 4. Ausblick Neben den eigenen Entwicklungen innerhalb der Autobahn GmbH werden Aktivitäten in der Forschung beobachtet und beispielsweise durch Unterstützungsschreiben aber auch Erfahrungen aus dem Tagesgeschäft unterstützt. Dies führt dazu, dass zukünftige Entwicklungen eng mit den Bedürfnissen der Infrastrukturbetreiberin abgeglichen sind und die Umsetzung von verifizierten Ansätzen erfolgen kann. Wesentliche Aspekte sind dabei das prädiktive Erhaltungsmanagement und die Arbeitsmethode des Digitalen Zwillings während der Betriebs- und Erhaltungsphase. 4.1 Prädiktives Erhaltungsmanagement Aus Sicht der Autobahn GmbH ist es entscheidend, dass mittelfristig die Erhaltung vor der Welle der sichtbaren Schäden stattfindet und dadurch wirtschaftlich kritische Entscheidungen (z.-B. Brückensperrungen) reduziert werden. Durch ein prädiktives Erhaltungsmanagement sollen präventive Maßnahmen valide und besser geplant durchgeführt werden können und Priorisierungen datenbasiert und nachvollziehbar erfolgen. Damit dies gelingt, ist eine konsequente Digitalisierung des Assets und der Kernprozesse erforderlich aber auch die Bereitstellung der passenden IT-Infrastruktur für die fachlichen Anwendungen. Zudem ist eine mittelfristige Finanzierungsplanung erforderlich, um Maßnahmen auch vom Budget abgesichert umsetzen und flexibel auf Veränderungen reagieren zu können. Im Rahmen des prädiktiven Erhaltungsmanagements sind in einem ersten Schritt alle verfügbaren bauwerksspezifischen Informationen für die Entscheidungsfindung einzubinden. Weitere Entwicklungsstufen und die Verschneidung mit Erfahrungswerten aus anderen Bereichen können über die Entwicklung Digitaler Zwillinge erfolgen. 4.2 Digitaler Zwilling Die Arbeitsmethode Digitaler Zwilling ist die konsequente Fortführung der Arbeitsmethode Building Information Modelling (BIM) aus der Planungs- und Bauphase. Für den Auf bau eines Digitalen Zwillings ist nicht nur eine modellbasierte Arbeitsweise erforderlich, sondern 196 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring@Autobahn - Der Weg zur prädiktiven Erhaltungsstrategie auch die dynamische Verschneidung verschiedenster Daten- und Informationsquellen die dezentral zur Verfügung stehen (Abb. 6). Dabei ist es entscheidend, passende Schnittstellen zu definieren bzw. zu zulassen, damit das Prinzip des „Single-Source-of-Truth“---Konzepts umgesetzt werden kann. Somit sollten die vorhandenen digitalen Arbeitsweisen optimiert aber nicht komplett modifiziert werden. Datenbanksysteme (z.-B. Straßenbankinformationsbank (SIB)) sollten weiterhin separat zur Verfügung stehen und auf dem aktuellen Stand gehalten werden. Abb. 6 Zusammenspiel beim Digitalen Zwilling [4] Durch die zukünftige Nutzung Digitaler Zwillinge wird die Vernetzung und Verschneidung von Informationen vereinfacht und damit auch Analysen, Simulationen und Prognosen verbessert. Dies wird zu erheblichen Beschleunigungen aber auch objektiveren Entscheidungsfindungen führen, wenn Erfahrungswerte unterschiedlicher Regionen berücksichtigt werden können. Damit dies gelingt, wird derzeit vom Bundesministerium für Verkehr ein Projektgruppenauftrag mit verschiedenen Partnern umgesetzt, um den Masterplan Digitaler Zwilling Bundesfernstraßen zu erstellen. Mit diesem Masterplan sollen die erforderlichen nächsten Schritte strukturiert und einheitliche Rahmenbedingungen geschaffen werden. Aus Sicht der Autobahn GmbH ist es entscheidend, dass kontinuierliche Informationen der Infrastruktur, u.- a. vom Bauwerksmonitoring, zur Verfügung stehen, um Entscheidungsfindungen zu erleichtern und abzusichern. Mit diesen Entwicklungen der digitalen Zusammenarbeit wird es möglich werden, die Modernisierung des Bauwerksbestandes zu gewährleisten und damit die Verfügbarkeit des Netzes für die Nutzenden zu verbessern. Literatur [1] DIN 1076: 1999-11, „Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Überwachung und Prüfung,“ 1999 [2] DBV-Merkblatt, „Brückenmonitoring - Planung, Ausschreibung und Umsetzung,“ Deutscher Beton und Bautechnik-Verein e.V., 2018-08. [3] Pressemitteilung „Autobahn GmbH testet KI-gestütztes Brückenmonitoring in NRW - Pilot für Deutschlands Zukunftsnetz“ - https: / / www.autobahn.de/ aktuelles/ aktuell/ autobahn-gmbh-testet-kigestuetztes-brueckenmonitoring-in-nrw-pilot-fuerdeutschlands-zukunftsnetz [4] Rahmendokument: Digitaler Zwilling Bundesfernstraßen - Definition und Konzeption, 2024 - https: / / www.bim-bundesfernstrassen.de/ fileadmin/ user_upload/ Rahmendokumente/ bim-rd-digitalerzwilling-definition.pdf 7. Brückenkolloquium - September 2026 197 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Ein Ansatz für schnelle Erneuerung, hohe Verfügbarkeit und effiziente Bestandsmodernisierung Dipl.-Ing. Valentin Zelger, B. Sc. Technische Universität Wien, Institut für Tragkonstruktionen - Stahlbeton- und Massivbau, Österreich Sören Neumann, M. Sc. Technische Universität München, Lehrstuhl für Massivbau Univ.-Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirt.-Ing. Oliver Fischer Technische Universität München, Lehrstuhl für Massivbau Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Patrick Huber, B. Sc. Technische Universität Wien, Institut für Tragkonstruktionen - Stahlbeton- und Massivbau, Österreich Zusammenfassung Die D-A-CH-Länder stehen vor der gemeinsamen Herausforderung, dass das bestehende Brückennetz zunehmend altert und zahlreiche Bauwerke in den kommenden Jahrzehnten durch Ersatzneubauten ersetzt werden müssen. Im Rahmen eines gemeinsamen Forschungsprojekts wird daher eine modulare UHFB-Fahrbahnplatte für Straßenbrücken entwickelt, die eine schnelle Erneuerung, hohe Verfügbarkeit und eine effiziente Bestandsmodernisierung ermöglicht. UHFB erweist sich dabei aufgrund seiner hohen Dichtheit und Festigkeit als besonders geeigneter Baustoff. Eine modulare Bauweise mit hohem Vorfertigungsgrad führt neben geringeren Lebenszykluskosten auch zu verkürzten Bauzeiten. Zur Abdeckung unterschiedlicher Einsatzzwecke werden dabei zwei Konzepte für die Ausbildung der Fahrbahnplatte verfolgt: eine schlaff bewehrte Lösung mit Fertigteilelement und In-situ-Ortbetonergänzung (Konzept A) sowie eine vorgespannte Variante mit Fertigteilelementen und Trockenfugen (Konzept B). 1. Einführung Das bestehende Brückennetz ist aufgrund eines unerwartet hohen Verkehrsaufkommens sowie der geringeren Dichtigkeit älterer Betonsorten und einer in der Vergangenheit unzureichenden Betondeckung zunehmend veraltet. Außerdem bieten undichte Brückenabdichtungen nur unzureichenden Schutz und führen zu vielen Schäden. UHFB (oder UHPFRC) könnte hierfür eine geeignete Lösung darstellen: Es ist ein zementbasierter Hochleistungsverbundwerkstoff, verstärkt mit Mikrostahlfasern, und weist gegenüber normal- und hochfestem Beton eine wesentlich höhere Dichtheit sowie Druck- und Zugfestigkeit auf. Die Zugfestigkeit kann dabei ab einem überkritischen Fasergehalt auch ein verfestigendes Materialverhalten aufweisen. Durch die hohe Dichtheit ist eine direkte Befahrbarkeit möglich, und es kann auf eine Dichtungsschicht sowie auf Schutz- und Deckschichten aus Asphalt verzichtet werden. Die höhere Festigkeit ermöglicht zudem eine materialeffiziente und schlanke Bauweise. Im DACHRaum wird UHFB vor allem zur Ertüchtigung von Fahrbahnplatten eingesetzt, wobei eine dünne, statisch mitwirkende Auf betonschicht aus UHFB oder bewehrtem UHFB aufgebracht wird [1-4]. Diese Schicht sorgt nicht nur für eine Erhöhung der Tragfähigkeit und Steifigkeit, sondern dient zugleich als Deckschicht und schützt die darunterliegende Bestandskonstruktion vor direktem Kontakt mit Wasser und Chloriden [1]. Hierbei können meist die Tragfähigkeit und die Dauerhaftigkeit gesteigert werden, ohne die Eigenlast zu erhöhen [5, 6]. Anwendungsfälle von UHFB im Neubau und Ersatzneubau sind im D-A-CH-Raum noch kaum verbreitet. Hierfür wurden jedoch bereits mehrere UHFB-Brückentragwerkskonzepte entwickelt: In [7] wird ein Konzept für eine extern vorgespannte UHFB-Segmentbrücke mit Hohlkastenquerschnitt vorgestellt, in [8] eine aufgelöste integrale Rahmenbrücke aus bewehrten UHFB-Fertigteilen mit Längsvorspannung sowie in [9] eine Fertigteilkassettendecke als vorgefertigtes Fahrbahnplattenelement aus UHFB. Zur konkreten Anwendung kam es bislang jedoch vor allem im Bahnbau [10-13]. Im hochrangigen Straßennetz sind bis dato im D-A-CH-Raum keine Brückentragwerke aus UHFB zu verzeichnen. Ein wesentlicher Aspekt für die Erneuerung des bestehenden Brückennetzes ist die Bauzeit. Die Herstellung der Fahrbahnplatte nimmt dabei einen wesentlichen Anteil an der Bauzeit des Überbaus ein. Die Verkürzung dieser Bauzeit führt nicht nur zu einer kontinuierlichen Reduktion der Herstellungskosten, sondern ermöglicht auch die Optimierung der Arbeitsabläufe sowie die Minimierung von Sperrzeiten, was von großer Bedeutung 198 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken ist. Die Verwendung einer modularen Bauweise mit hohem Vorfertigungsgrad anstelle konventioneller Methoden könnte hierbei die Bauzeiten maßgeblich verkürzen und finanzielle Einsparungen generieren sowie das Staupotenzial minimieren. Darauf auf bauend werden in diesem Artikel zwei Konzepte für modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken vorgestellt, die sowohl für den Neubau und Ersatzneubau als auch für den Austausch bestehender Fahrbahnplatten geeignet sind. Untersucht wird dabei eine Elementbreite von 11 m und 16 m. Beide Konzepte werden gemäß den länderspezifischen Richtlinien des D-A-CH-Raums statisch bemessen und durch umfangreiche Experimente wissenschaftlich fundiert abgesichert. 2. Konzeptentwicklung 2.1 Konzept A: Schlaff bewehrtes Fertigteilelement und In-situ-Ortbetonergänzung Beim Konzept A handelt es sich um ein schlaff bewehrtes Fertigteilelement mit einer In-situ-Ortbetonergänzung. Diese wird als vollflächige, dünne, unbewehrte UHFB-Auf betonschicht mit konstanter Dicke ausgeführt. Das UHFB-Fertigteilelement ist als aufgelöste Rippenplatte konzipiert (siehe Abb. 1), deren Tragwirkung maßgeblich durch die Querrippen bestimmt wird. Diese orientieren sich am statischen Lastabtrag und sind sowohl in der Höhe als auch in der Stegbreite variabel ausgeführt. Ergänzend dazu sind nur wenige Längsrippen vorgesehen, die überwiegend der Lastverteilung auf die Querrippen dienen. Sowohl die Querals auch die Längsrippen enthalten zusätzlich zu den Mikrostahlfasern lediglich eine Längsbewehrung; auf eine zusätzliche Bügelbewehrung wird vollständig verzichtet. Das Schrammbord ist unmittelbar in das Fertigteil integriert, wobei die randseitig angeordneten Längsrippen gleichzeitig die Funktion eines Gesimses übernehmen. Der Verbund zum Längsträger wird über bewehrte Vergusstaschen hergestellt, die mit Normalbeton verfüllt werden. Die Kontinuität über die Querfuge hinweg wird durch Bewehrungsübergreifung sowie durch die UHFB-Auf betonschicht sichergestellt. Für die statische Bemessung der Quertragwirkung wird ein vollständig parametrisiertes, herausgelöstes Stab- und Flächenmodell herangezogen (siehe Abb. 2). Dabei werden die Quer- und Längsrippen als exzentrisch angeordnete Stabelemente mit Plattenbalkenquerschnitten modelliert. Zusätzlich werden zur Lastverteilung im Gurt der Rippen Flächenelemente ohne Steifigkeit und Eigengewicht angeordnet. Als Lasten werden Ausbaulasten (FRS: 1 kN/ m, Geländer: 1 kN/ m) sowie Verkehrslasten gemäß EN 1991-2 (LM1, LM2 und FLM3) und Bauabläufe einschließlich Kriechen und Schwinden berücksichtigt. Abb. 1: Ausgestaltung Fertigteilelement Konzept A 7. Brückenkolloquium - September 2026 199 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Abb. 2: Bemessung Quertragwirkung Konzept A Zur Validierung der Bemessungsansätze sind darüber hinaus umfangreiche experimentelle Untersuchungen geplant. Im ersten Schritt ist eine vollständige Materialcharakterisierung vorgesehen. Hierbei werden zwei UHFB-Sorten gewählt, die sich hauptsächlich hinsichtlich ihres Fasergehalts unterscheiden. Gemäß den im D- A-CH-Raum gültigen Richtlinien werden anschließend die Festbeton- und Frischbetoneigenschaften bestimmt. Darauf auf bauend sind statische und zyklische Versuche an herausgelösten UHFB-Querrippen geplant. Diese dienen der Untersuchung des Querkraftverhaltens unter statischer und zyklischer Belastung bei Verzicht auf Bügelbewehrung. Unter statischer Belastung werden unterschiedliche Faservolumengehalte und Längsbewehrungsgrade untersucht. Darüber hinaus werden der Einfluss eines geraden bzw. geneigten Druckgurts sowie das Vorhandensein einer Auf betonschicht analysiert. Bei zyklischer Belastung wird auf bauend auf den statischen Versuchen eine Rippenkonfiguration ausgewählt. Die Schwingbreite und die Unterlast auf Höhe der Längsbewehrung werden entsprechend den üblichen Belastungssituationen von Fahrbahnplatten festgelegt. Insgesamt werden 2 Mio. Lastwechsel durchgeführt. Nach Beendigung des Ermüdungsversuchs wird der Probekörper bis zum Versagen belastet. Zusätzlich sind zur Sicherstellung der Tragfähigkeit und Dichtheit der Querfuge Versuche an herausgelösten Querfugenabschnitten unter zentrischer Druck- und Zugbeanspruchung geplant. Dabei werden unterschiedliche Ausgestaltungen hinsichtlich der Geometrie und des Übergreifungsstoßes untersucht. Zur Demonstration der Machbarkeit wird zudem ein großmaßstäblicher Prototypausschnitt (Maßstab 1: 1) der Fahrbahnplatte hergestellt. Die Herstellung des Fertigteils erfolgt unter realen Bedingungen in einem Fertigteilwerk und beinhaltet auch die Ausgestaltung des Randbereichs. Das Fahrbahnplattenelement wird unter den definierten Belastungssituationen statisch und zyklisch untersucht. Zur umfassenden Dokumentation der Versuchsergebnisse kommt bei allen Versuchen hochmoderne Messtechnik zum Einsatz. Zur Bestimmung der Dehnungen im Bauteil während der Herstellung und unter Belastung werden faseroptische Sensoren (DFOS) eingebaut. Darüber hinaus werden flächige Verformungsmessungen mittels DIC durchgeführt. Zur Bestimmung des Einflusses der Faserorientierung sind zudem umfangreiche Faserorientierungsbestimmungen mittels magnetischer Induktion, Computertomografie und Schnittflächenanalyse vorgesehen. Das Konzept A eignet sich für Einfeldsysteme und Mehrfeldsysteme mit moderater Zugbeanspruchung im Stützbereich. Es zeichnet sich dadurch aus, dass auf der Baustelle keine Bewehrungsarbeiten mehr erforderlich sind und ein Toleranzausgleich durch die zusätzliche UHFB- Auf betonschicht möglich ist. Darüber hinaus trägt die fugenlose Ausführung der Oberfläche zu einem erhöhten Fahrkomfort bei. Gleichzeitig können für das UHFB- Fertigteilelement und die UHFB-Auf betonschicht unterschiedliche Fasergehalte verwendet werden. Aufgrund des geringen Eigengewichts des Elements besteht zudem die Möglichkeit, anstelle des bei Ortbetonfahrbahnplatten üblichen Pilgerschrittverfahrens eine kontinuierliche Herstellung anzuwenden (siehe Abb. 3). Abb. 3: a) Ortbetonfahrbahnplatte mit Pilgerschrittverfahren b) UHFB-Fahrbahnplatte Konzept A mit kontinuierlicher Herstellung 200 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Die Herstellung kann dabei in vier Bauphasen untergliedert werden (siehe Abb. 4). Im BPH1 wird der Längsträger hergestellt. Dabei kann es sich auch um einen Bestandsträger handeln; hierbei wird die bestehende Fahrbahnplatte entfernt. Dann werden im BPH2 eine begrenzte Anzahl an Fahrbahnplatten mittels Kranmontage auf den Längsträger gelegt. Im nächsten Schritt, im BPH3, werden dann die Vergusstaschen mit Normalbeton verfüllt und somit der Verbund zum Längsträger hergestellt. Ab diesem Zeitpunkt können Baufahrzeuge auf den Fertigteilelementen verkehren. In BPH4 wird dann mittels eines Betonierwagens die UHFB-Aufbetonschicht hergestellt und anschließend gleich nachbehandelt. Die Fahrbahnplatte ist dann vollständig fertiggestellt, und der Ausbau kann erfolgen. Abb. 4: Bauphasen Konzept A 2.2 Konzept B: Vorgespanntes Fertigteilelement und Trockenfugen Das Konzept B basiert auf vorgespannten modularen UHFB-Fertigteilelementen, die auf ein bestehendes oder neu hergestelltes Längsträgersystem aufgelegt, zunächst miteinander vorgespannt und anschließend kraftschlüssig mit dem Längsträgersystem verbunden werden. Im Rahmen des Forschungsprojekts werden zwei unterschiedliche Konzepte entwickelt und untersucht. Hinsichtlich der Quertragwirkung bestehen zwischen beiden Konzepten nur geringe Unterschiede, da diese maßgeblich durch die Lastverteilung innerhalb eines Fahrbahnplattenelementes bestimmt wird. Analog zu Konzept A wird auch bei Konzept B in den Rippen vollständig auf Bügelbewehrung verzichtet. Der Verbund zum Längsträgersystem erfolgt über Dübelleisten sowie einen Vergusskanal mit verzahnter Verbundfuge. Die Längsschubkräfte werden dabei über den Verbundmörtel in das Hauptträgersystem eingeleitet. Die einzelnen Module werden über interne Vorspannglieder miteinander verbunden. Dadurch bleiben die Modulfugen im Gebrauchszustand dauerhaft mit mindestens 0,5 MPa überdrückt, wodurch eine dauerhaft geschlossene und dichte Fuge sichergestellt wird. Gleichzeitig können über die Vorspannung negative Stützmomente übertragen werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 201 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Abb. 5: Lastabtrag Konzept B Zur Ausbildung der Spanngliedführung über die Modulstöße werden Segmentkupplungen für die Polymerhüllrohre vorgesehen. Diese gewährleisten eine fluchtende Verbindung der Polymerhüllrohre über die Modulfugen und verhindern sowohl das Eindringen von Wasser als auch das Austreten von Verpressmörtel im Bereich der Modulstöße. Die Abdichtung erfolgt über elastische Dichtelemente, wodurch die Dichtigkeit der Spanngliedführung auch bei geringen Fugenbewegungen erhalten bleibt. Die Kupplungen werden bereits im Fertigteilwerk rechtwinklig zur Fugenebene einbetoniert und ermöglichen gleichzeitig einen begrenzten Winkelausgleich der Polymerhüllrohre. Dadurch können die Spannglieder auch bei einem leicht bauablauf bedingt gekrümmten Verlauf sowie bei fertigungstechnisch bedingten Toleranzen ohne Behinderung durch die Modulfugen geführt werden. Die konstruktive Ausbildung orientiert sich an bewährten Kupplungssystemen aus dem Segmentbrückenbau und gewährleistet eine dauerhaft geschützte und dichte Spanngliedführung innerhalb der modularen UHFB-Fahrbahnplatte [14]. Die Segmentkupplungen werden mit ebenfalls werkseitig einbetonierten Polymerhüllrohren kombiniert. Im Vergleich zu den im deutschen Brückenbau überwiegend eingesetzten Metallhüllrohren stellt dies eine Besonderheit des vorgestellten Konzeptes dar. Aus europäischer Sicht zeichnen sich Polymerhüllrohre insbesondere durch ihre hohe Korrosionsbeständigkeit und Dauerhaftigkeit aus und leisten damit einen wesentlichen Beitrag zum Schutz der internen Vorspannung. Mit der neuen Grundnorm des Eurocode 2 werden Polymerhüllrohre im Rahmen der Schutzgrade 2 und 3 erstmals gesondert berücksichtigt. Hieraus ergeben sich konstruktive Vorteile, insbesondere durch den Entfall der zusätzlichen Mindestbetondeckung für interne Spannglieder mit nachträglichem Verbund gegenüber Spanngliedern in Metallhüllrohren [15]. Die Module besitzen außerhalb der Verbundbereiche keine herausragende Bewehrung. Dadurch entfallen sämtliche Bewehrungsarbeiten auf der Baustelle. Rechnerisch besteht die Möglichkeit, die Tragfähigkeit durch zusätzliche schlaffe Längsbewehrung im Bereich der Vergusskanäle weiter zu erhöhen. Diese ist jedoch nicht Bestandteil des vorgestellten Konzeptes. Nicht nur die Geometrie der Module, sondern auch die innerhalb der Fahrbahnplatte angeordneten Hauptträgergurte (siehe Abb. 6) wurden vollständig parametrisiert. Abhängig von der erforderlichen Vorspannkraft sowie der Gurtbreite und Bauart des Längsträgers können die Module an unterschiedliche Tragsysteme angepasst und statisch nachgewiesen werden. 202 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Abb. 6: Varianten Hauptträgergurt Konzept B Zur Bewertung des Tragverhaltens werden die Module einschließlich der Modulfugen, der Vorspannung und der Verbundbereiche zum Längsträgersystem nach den geltenden Bemessungsrichtlinien des D-A-CH-Raums ausgelegt. Aufgrund der im Stützbereich höher anzusetzenden Vorspannkräfte wird die Modulfuge dauerhaft überdrückt, wodurch über die Fuge hinweg auch negative Stützmomente übertragen werden können. Besonderes Augenmerk liegt dabei auf der Tragwirkung der Modulfugen, der Lastübertragung in das Längsträgersystem sowie dem Spannkraftzuwachs infolge äußerer Belastung. Die rechnerischen Ansätze werden im Rahmen großmaßstäblicher Längsträgerversuche experimentell untersucht und mit numerischen Berechnungen verglichen. Zur experimentellen Validierung des Konzeptes B werden im Rahmen des Forschungsprojektes zwei großmaßstäbliche Versuchsreihen durchgeführt. Das erste Versuchsprogramm dient der experimentellen Untersuchung des Schubübertragungsverhaltens trockener Modulfugen unter Vorspannung. Hierzu werden der Reibbeiwert sowie der Einfluss unterschiedlicher Fugengeometrien und Oberflächenvorbereitungen auf das Tragverhalten der Modulfuge bestimmt. Untersucht werden drei unterschiedliche Fugengeometrien mit jeweils gestrahlter, geschliffener und unbehandelter Fugenoberfläche. Auf bauend auf den Versuchsergebnissen wird der Einfluss der Modulfuge auf den Lastabtrag zwischen benachbarten UHFB-Fertigteilelementen unter lokaler Radlastbeanspruchung bewertet. Das zweite Versuchsprogramm dient der experimentellen Untersuchung des Tragverhaltens in Längsrichtung. Hierzu werden repräsentative Ausschnitte eines Längsträgersystems einschließlich der modularen UHFB- Fahrbahnplatte hergestellt. Im Mittelpunkt stehen die Spannungs- und Dehnungsverteilungen im Verbundquerschnitt, der Spannkraftzuwachs im Grenzzustand der Tragfähigkeit sowie die Tragwirkung der Verbundbereiche zum Längsträgersystem. Darüber hinaus werden die Tragfähigkeit der Modulfugen sowie die Übertragung negativer Stützmomente experimentell untersucht. Hierfür werden sämtliche Bau-, Vorspann- und Belastungsphasen messtechnisch begleitet, um den Einfluss der einzelnen Bauzustände auf die Spannungs- und Dehnungsentwicklung, die Entwicklung der Vorspannkräfte sowie den Spannkraftzuwachs bis zum Erreichen des Grenzzustands der Tragfähigkeit zu quantifizieren. Zur Erfassung der Dehnungs- und Spannungszustände während sämtlicher Bau- und Belastungsphasen werden verteilt faseroptische Sensoren (DFOS) eingesetzt. Hierdurch können die Dehnungsverteilungen, die Entwicklung der Vorspannkräfte sowie der Spannkraftzuwachs entlang der gesamten Spanngliedführung kontinuierlich und mit hoher räumlicher Auflösung erfasst werden. Ergänzend werden konventionelle Messverfahren eingesetzt, um die Messergebnisse zu validieren. Das Konzept B eignet sich insbesondere für Ein- und Mehrfeldsysteme mit erhöhten Anforderungen an die Kontinuität der Fahrbahnplatte. Durch die Vorspannung wer- 7. Brückenkolloquium - September 2026 203 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken den die Modulfugen dauerhaft überdrückt, wodurch sowohl eine kraftschlüssige Lastübertragung als auch eine dauerhaft geschlossene und dichte Fuge gewährleistet werden. Die Übertragung negativer Stützmomente ermöglicht darüber hinaus einen wirtschaftlichen Materialeinsatz und erweitert den Anwendungsbereich modularer Fahrbahnplattensysteme. Ein weiterer Vorteil des Konzeptes liegt im hohen Vorfertigungsgrad der UHFB-Module. Außerhalb der Verbundbereiche besitzen die Elemente keine herausragende Bewehrung, sodass auf der Baustelle keine Bewehrungsarbeiten erforderlich sind. Nach der Montage der Module beschränken sich die wesentlichen Arbeiten auf das Vorspannen der Spannglieder, den Verguss der Verbundbereiche zum Längsträgersystem sowie die Verpressung der Polymerhüllrohre. Dadurch können sowohl die Bauzeit als auch verkehrsbedingte Sperrzeiten deutlich reduziert werden. Durch den Einsatz dauerhaft überdrückter Modulfugen in Kombination mit Polymerhüllrohren und vollständig verpressten Spanngliedern wird zudem ein hoher Korrosionsschutz der Vorspannung erreicht. Die direkt befahrbaren UHFB-Fertigteile ermöglichen bereits während der Bauphase die Nutzung der Fahrbahnplatte als Arbeitsplattform und vereinfachen dadurch den Bauablauf. Im Vergleich zu konventionellen breiten Verbundbrücken, bei denen aufgrund großer Hauptträgerabstände keine VFT-Träger eingesetzt werden können und zunächst Schalungen hergestellt, Bewehrung verlegt sowie Ortbeton eingebracht werden müssen, übernimmt das entwickelte UHFB-Modul mehrere Funktionen in einem Fertigteil. Es dient gleichzeitig als tragende Fahrbahnplatte, verlorene Schalung und unmittelbar befahrbare Arbeitsplattform. Hierdurch wird der Bauablauf wesentlich vereinfacht und ein hoher Grad an industrieller Vorfertigung erreicht. Der Bauablauf des Konzeptes B wird exemplarisch anhand eines Zweifeld- und eines Dreifeldträgers dargestellt. Beim Zweifeldsystem (siehe Abb.- 7) werden nach der Herstellung des Längsträgersystems sämtliche UHFB-Module aufgelegt. Anschließend werden die internen Spannglieder gespannt, wodurch die Modulfugen dauerhaft überdrückt werden. Nach dem Verpressen der Polymerhüllrohre erfolgt die Herstellung des kraftschlüssigen Verbundes zum Längsträgersystem durch den Verguss der Verbundkanäle. Nach Erreichen der erforderlichen Festigkeit des Vergussmörtels werden die Kammerwand, die Übergangskonstruktionen sowie die verbleibenden Ausbaugewerke hergestellt. Der Bauablauf eines Dreifeldsystems (siehe Abb.-8) entspricht grundsätzlich dem des Zweifeldsystems, erfordert jedoch aufgrund der Montage der Feldelemente im Mittelfeld eine angepasste Montagereihenfolge. Hierzu werden zunächst die Stützenelemente beider Stützenbereiche aufgelegt, wobei der zweite Stützenbereich mit einem definierten Versatz positioniert wird. Der dadurch entstehende Freiraum ermöglicht das Einheben der Feldelemente im mittleren Feldbereich. Unmittelbar nach der Montage werden die Stützenbereiche auf die für den Stützbereich vorgesehene Vorspannkraft gespannt. Diese Vorspannung ist für die statische Tragwirkung des Systems erforderlich und ermöglicht die Übertragung negativer Stützmomente. Anschließend werden die Feldelemente montiert. Nachdem sämtliche Bereiche vollständig mit Modulen belegt sind, wird der versetzt montierte zweite Stützenbereich gemeinsam in seine endgültige Lage verschoben und die Modulfugen geschlossen. Im nächsten Bauabschnitt wird das durchlaufende Kontinuitätsspannglied gespannt, welches ausschließlich der dauerhaften Überdrückung sämtlicher Modulfugen dient. Anschließend werden die Polymerhüllrohre verpresst und der kraftschlüssige Verbund zum Längsträgersystem durch den Verguss der Verbundkanäle hergestellt. Nach Erreichen der erforderlichen Festigkeit des Vergussmörtels erfolgen die Herstellung der Kammerwand, der Übergangskonstruktionen sowie die verbleibenden Ausbauarbeiten. In beiden Systemen wird der Zeitpunkt der Verkehrsfreigabe im Wesentlichen durch die Festigkeitsentwicklung des Vergussmörtels bestimmt. Abb. 7: Bauphasen Zweifeldsystem Konzept B 204 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken Abb. 8: Bauphasen Dreifeldsystem Konzept B 3. Vorteile und Potenziale 3.1 Schnelleres Bauen Modulare Bauweisen ermöglichen durch ihre vorwiegende Fertigung im Werk eine effiziente, wetterunabhängige und qualitätsgesicherte Herstellung von Betonbauteilen. Die kontrollierten Produktionsbedingungen sorgen für eine gleichbleibend hohe Qualität und ermöglichen die Herstellung formoptimierter Bauteile. Da auf der Baustelle vorwiegend nur noch die Montage erfolgt, kann das Bauwerk in kurzer Zeit errichtet werden. Dadurch werden Baukosten und Sperrzeiten reduziert. Gleichzeitig trägt die kürzere Bauzeit zu einer Verringerung der CO 2 -Emissionen bei. 3.2 Geringerer Erhaltungsaufwand und höhere Lebensdauer Durch die erhöhte Dauerhaftigkeit von UHFB im Vergleich zu normal- und hochfestem Beton ist davon auszugehen, dass sich der Erhaltungsaufwand wesentlich verringert und die Brücke während ihrer Lebensdauer selten bis gar nicht instandgesetzt werden muss. Des Weiteren kann von einer längeren Lebensdauer ausgegangen werden. 3.3 Materialeinsparung und Gewichtsreduktion Durch die gerippte Fahrbahnplattenkonstruktion kann gegenüber einer herkömmlichen Vollplatte mehr als 60-% des Betonvolumens eingespart werden. Dadurch können einerseits Transport und Montage vereinfacht und andererseits die Längsträger schlanker gestaltet sowie die Brückenunterbauten bzw. Fundamente effizienter ausgeführt werden. 3.4 CO 2 -Reduktion UHFB weist aufgrund seiner stofflichen Zusammensetzung einen deutlich höheren GWP-Wert auf als normal- und hochfester Beton. Es hat sich jedoch gezeigt, dass durch eine Optimierung des Gesamttragwerks und die daraus resultierende Gewichtseinsparung bei der Herstellung von Fertigteilsegmenten aus UHFB die CO 2 -Emissionen deutlich reduziert werden können [7]. Unter Berücksichtigung weiterer Einsparungen in der Errichtung, insbesondere durch die bessere Ausnutzung von Transportkapazitäten sowie eine Verkürzung der Bauzeit, können Verkehrsbelastungen reduziert werden. Dadurch lassen sich die CO 2 -Emissionen weiter senken, sodass für die Herstellung des Tragwerks schließlich Werte in der gleichen Größenordnung wie bei Tragwerken aus normal- und hochfesten Betonen erreicht werden können [16]. Deutliche CO 2 -Einsparungen lassen sich dann im Lebenszyklus verzeichnen. Durch den geringen Instandhaltungsaufwand und die deutlich längere Lebensdauer können erhebliche Mengen eingespart werden [16, 17]. 4. Anwendung und Grenzen Beide Konzepte eignen sich für Einfeld- und Mehrfeldsysteme mit moderater Zugbeanspruchung im Stützbereich. Sie können sowohl für den Neubau und Ersatzneubau als auch für den Austausch bestehender Fahrbahnplatten angewendet werden. Als Längsträger können verschiedene Materialien wie Stahl, Stahlbeton, Spannbeton oder UHFB verwendet werden. Die Fahrbahnplatten beider Konzepte sind somit individuell einsetzbar und lassen sich dank ihrer vollparametrisierten Bemessung einfach an die jeweiligen Projektanforderungen anpassen und adaptieren. Die im Rahmen des Forschungsprojekts entwickelten Konzepte, Bemessungsansätze und Bauabläufe basieren auf einem Referenzsystem mit zwei Längsträgern. Diese Randbedingung wurde für die Konzeptentwicklung und experimentelle Validierung gewählt und stellt keine grundsätzliche Anwendungsgrenze dar. Aufgrund der vollständig parametrisierten Ausbildung der Fahrbahnplattenmodule sowie der variablen Anpassung an unterschiedliche Hauptträgergeometrien können die entwickelten Konstruktionsprinzipien grundsätzlich auch auf Brückensysteme mit einer abweichenden Anzahl von Längsträgern übertragen werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 205 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken 5. Schlussfolgerung Zusammenfassend verfolgen beide Konzepte das Ziel, die Bauzeit durch einen hohen Vorfertigungsgrad zu reduzieren und gleichzeitig die Dauerhaftigkeit sowie die Tragfähigkeit von Straßenbrücken zu erhöhen. Während Konzept A auf ein schlaff bewehrtes UHFB-Fertigteilelement mit einer dünnen In-situ-UHFB-Auf betonschicht setzt und insbesondere durch seine einfache Bauweise überzeugt, ermöglicht Konzept B durch die interne Vorspannung und trockene Modulfugen zusätzlich die Übertragung negativer Stützmomente sowie eine vollständig vorgefertigte Fahrbahnplatte ohne nachträgliche Betonage der Fahrbahnoberfläche. Beide Konzepte werden vollständig parametrisiert, statisch bemessen und durch umfangreiche experimentelle Untersuchungen validiert. Die gewonnenen Erkenntnisse bilden die Grundlage für die Entwicklung modularer UHFB-Fahrbahnplattensysteme mit kurzer Bauzeit, hoher Dauerhaftigkeit und breitem Anwendungsbereich im Neu-, Ersatzneu- und Bestandsbrückenbau. Dank Die Autoren bedanken sich bei allen Projektbeteiligten für ihre wertvolle Mitwirkung und Unterstützung, insbesondere bei Assoc. Prof. Dr. Philipp Preinstorfer (TU Wien), Em. Univ.-Prof. Dr. Johann Kollegger (TU Wien), Dr. Dana Daneshvar (TU Wien), Dipl.-Ing. Franz Untermarzoner (TU Wien), Prof. Dr. Walter Kaufmann (ETH Zürich), Dr. Karel Thoma (ETH Zürich), Dr. Andreas Näsbom (ETH Zürich), Dr. Nicholas Schramm (Büchting + Streit AG), Dipl. Bau-Ing. ETH Oliver Müller (dsp Ingenieure + Planer AG) und Dipl. Bau-Ing. ETH Jeremy Külling (dsp Ingenieure + Planer AG). Ein besonderer Dank gilt den Auftraggebern und Förderinstitutionen: dem deutschen Bundesministerium für Digitales und Verkehr (BMDV), der deutschen Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), der deutschen Autobahn GmbH, dem österreichischen Bundesministerium für Klimaschutz (BMK), der österreichischen Autobahnen- und Schnellstraßen-Finanzierungs-Aktiengesellschaft (ASFINAG), dem schweizerischen Eidgenössischen Departement für Umwelt, Verkehr, Energie und Kommunikation (UVEK), dem schweizerischen Bundesamt für Straßen (ASTRA) sowie der Österreichischen Forschungsförderungsgesellschaft mbH (FFG). Literatur [1] Brühwiler, E. (2025). Ertüchtigung von Stahlbetonbrücken mit UHFB-Erfahrungen aus 400+ Anwendungen. Beton und Stahlbetonbau, 120, 68-78. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400072 [2] Freytag, B., Huß, M., Mayer, M., Randl, N., & Tue, N. V. (2025). Brückensanierung mit UHFB in Österreich. Beton und Stahlbetonbau, 120, 79-89. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400087 [3] Schmidt, M., Leutbecher, T., Fehling, E., & Middendorf, B. (2025). Ultrahochfester Beton für die Instandsetzung und Verstärkung von Brücken- Teil 1: Anwendungsmöglichkeiten, Werkstoff und Konstruktion. Beton und Stahlbetonbau, 120, 3-14. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202400086 [4] Pelke, E., Jaborek, A., Berger, D., & Brühwiler, E. (2018). Überführungsbauwerk der L3378 bei Fulda Lehnerz: Erster Einsatz von UHFB in Deutschland im Straßenbrückenbau, Teil 1: Projektentwicklung und Baudurchführung. Beton und Stahlbetonbau, 113(11), 831-841. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201800050 [5] Methner, R., & Müller, R. (2019). Brückeninstandsetzung, Ertüchtigung und Abdichtung mit Ultrahochfestem Faserbeton (UHFB) Erfahrungen an drei Schweizer Großbrücken. Beton und Stahlbetonbau, 114(2), 126-133. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201800088 [6] Bredow, D., Brühwiler, E., Thorstensen, R. T., & Schacht, G. (2023). Anwendung von UHFB im Brückenbau-Beispiele und Herausforderungen für die Praxis. Bautechnik, 100(8), 494-500. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.202300074 [7] Wilkening, M., Schack, T., Haist, M., & Oettel, V. (2023). UHPFRC Fertigteilsegmente für einen nachhaltigen und ressourcenschonenden Betonbrückenbau. Beton und Stahlbetonbau, 118(11), 788-802. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.202300054 [8] Waeber, J.-M., & Cuenne, St. (2024). Ersatz der Überführung von Mely VD durch eine UHFB- Rahmenbrücke über die Nationalstraße A1 Lausanne-Genf. Brückenkolloquium Esslingen, TAE, 447-453. [9] Aaleti, S., & Sritharan, S. (2014). Design of ultrahigh-performance concrete waffle deck for accelerated bridge construction. Transportation Research Record, 2406(1), 12-22. https: / / doi.org/ 10.3141/ 2406-02 [10] Fischer, O., Schramm, N., & Lechner, T. (2019). Deutschlandweit erstmalige Anwendung von UHPFRC im Eisenbahnbrückenbau: Teil 1: Konzeption, Realisierung und baupraktische Erfahrungen mit einem vielversprechenden Werkstoff. Beton und Stahlbetonbau, 114(2), 74-84. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201800090 [11] Schramm, N., & Fischer, O. (2019). Deutschlandweit erstmalige Anwendung von UHPFRC im Eisenbahnbrückenbau: Teil 2: Flankierende wissenschaftliche Untersuchungen sowie messtechnische Begleitung der Herstellung und des Betriebs. Beton und Stahlbetonbau, 114(5), 307-314. https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201900008 [12] Fischer, O., & Schramm, N. (2023). Precast Modular Bridge Structures - current developments, pilot projects and experimental investigations. Proc. 13 th German - Japanese Bridge Symposium, Osaka Metropolitan University, 273-280. [13] Brühwiler, E., Friedl, H., Rupp, C., & Escher, H. (2019). Bau einer Bahnbrücke aus bewehrtem UHFB. Beton- und Stahlbetonbau, 114, 337-345. 206 7. Brückenkolloquium - September 2026 Modulare UHFB-Fahrbahnplatten für Straßenbrücken https: / / doi.org/ 10.1002/ best.201900010 [14] American Segmental Bridge Institute (ASBI). Design Manual for Concrete Segmental Bridges. First Edition, American Segmental Bridge Institute, Austin, TX, USA, Oktober 2025. [15] DIN EN 1992-1-1: 2025-09: Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken - Teil 1-1: Allgemeine Regeln und Regeln für Hochbauten, Brücken und Ingenieurbauwerke; Deutsche Fassung EN 1992-1-1: 2023. Beuth Verlag GmbH (DIN Media), Berlin, 2025. [16] Bertola, N., Küpfer, C., Kälin, E., & Brühwiler, E. (2021). Assessment of the Environmental Impacts of Bridge Designs Involving UHPFRC. Sustainability, 13, 22. https: / / doi.org/ 10.3390/ su132212399 [17] Habert, G., Denarié, E., Šajna, A., & Rossi, P. (2013). Lowering the global warming impact of bridge rehabilitations by using Ultra High Performance Fibre Reinforced Concretes. Cement and Concrete Composites, 38, 1-11. http: / / dx.doi.org/ 10.1016/ j.cemconcomp.2012.11.008 Spezialthemen Erhaltung, Material und Nachweis 7. Brückenkolloquium - September 2026 209 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Bewertung der Chlorideinwirkung auf Stahlbeton unter leistungsbezogenen Gesichtspunkten Nils-Christian Rokoß, M.-Sc. HafenCity Universität Hamburg, Baustofftechnologie Prof. Dr.-Ing. Gesa Kapteina HafenCity Universität Hamburg, Baustofftechnologie Prof. Dr.-Ing. Christoph Dauberschmidt Ingenieurgesellschaft Prof. Dauberschmidt & Vestner mbH, München Dr.-Ing. Maria Teresa Alonso Junghanns Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Referat B1 Betonbau - Abteilung B Ingenieurbauwerke, Bergisch Gladbach Dr.-Ing. Matthias Müller Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Referat B1 Betonbau - Abteilung B Ingenieurbauwerke, Bergisch Gladbach Zusammenfassung Die Lebensdauer von Stahlbeton wird infolge chloridinduzierter Bewehrungskorrosion aus der Wechselwirkung zwischen dem Materialwiderstand und den Einwirkungen seiner Umgebungsbedingungen beeinflusst. Über den leistungsbezogenen Ansatz der Dauerhaftigkeitsbemessung können Einwirkungen und Widerstände des Stahlbetons in einem hohen Maß individualisiert und tatsächliche Bauwerkszustände integriert werden. In dieser Folge besteht der Anspruch, leistungsbezogene Bemessungskonzepte zu fördern, um betontechnologische sowie ausführungsbedingte Anforderungen an Stahlbetonbauwerke zu konkretisieren. Im Hinblick auf die Anwendung des Lebensdauermodells gemäß fib-Bulletin-76 wurde eine Methode entwickelt, über die Modellprognosen mit am Bauwerk ermittelten Messwerten gegenübergestellt werden können. Hierüber ist es möglich, Empfehlungen zur Anwendung des leistungsbezogenen Dauerhaftigkeitsmodells in Abhängigkeit der Chloridbeaunspruchung zu formulieren. Als Bauwerksdaten wurden Chloridprofile von Straßenbauwerken aus Deutschland herangezogen. Bezüglich einer Lokalisierung von Bauwerken mit erhöhter Chloridbelastung konnte ein Zusammenhang zwischen der Topographie Deutschlands und dem Taumitteleinsatz festgestellt werden. Ferner werden Anpassungsmöglichkeiten der Modelleingangsparameter vorgestellt und Empfehlungen für die Praxis formuliert. 1. Einführung Die Lebensdauer von Stahlbetonbauwerken infolge chloridinduzierter Bewehrungskorrosion wird aus der Wechselwirkung zwischen dem Materialwiderstand und den Einwirkungen seiner Umgebungsbedingungen beeinflusst. Gemäß den derzeit bauaufsichtlich eingeführten Regelwerken wird die Dauerhaftigkeit von Beton- und Stahlbetonbauteilen grundsätzlich über deskriptive Ansätze gewährleistet. In Abhängigkeit der Umgebungsbedingungen sind die Bauteile in Expositionsklassen einzuteilen, die Mindestanforderungen an die Betonzusammensetzung und die Betondeckung stellen. Eine Quantifizierung der Einwirkungsseite ist im Rahmen der Expositionsklasseneinteilung im Regelwerk jedoch nicht vorgesehen. Im Bereich des Straßenverkehrs werden Stahlbetonbauwerke durch den winterlichen Taumitteleinsatz einer Chloridbeanspruchung ausgesetzt, deren Intensität starken Schwankungen unterliegt. Da der Umfang des Taumitteleinsatzes die Intensität der Chlorideinwirkung maßgeblich bestimmt, wird im Folgenden untersucht, inwiefern regionale Unterschiede des Taumitteleinsatzes in Deutschland diese Streuungen beeinflussen. Dafür wird eine Einteilung der Einwirkungsintensität in Abhängigkeit des Taumitteleinsatzes vorgeschlagen. Leistungsbezogene Dauerhaftigkeitsmodelle erlauben eine differenzierte Berücksichtigung von Einwirkungen und Materialwiderständen einschließlich ihrer Streuungen. Dadurch können regionale Unterschiede in Hinblick auf die Exposition berücksichtigt werden, die im Folgenden auf Plausibilität überprüft werden, um anschließend Empfehlungen zur Anwendung des leistungsbezogenen Dauerhaftigkeitsmodells in der Praxis zu formulieren. Hierfür wird das etablierte Dauerhaftigkeitsmodell gemäß fib Bulletin 76 aufgegriffen, das auf dem 2. 210 7. Brückenkolloquium - September 2026 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Fick’schen Diffusionsgesetz fußt. Es handelt sich um ein empirisches Modell auf physikalischer Grundlage, welches überwiegend auf der Grundlage von Bauwerksdaten aus der Meerwasserexposition entwickelt wurde. Durch den Vergleich von Modellprognosen mit den tatsächlichen am Bauwerk ermittelten Chloridgehalten in unterschiedlichen Tiefenlagen ist es möglich, Bauwerke zu identifizieren, bei welchen die prognostizierte Chloridbelastung deutlich über- oder unterschritten wird. Im Rückschluss liefert die Bewertung Auskunft, in welchen Fällen das Modell Ergebnisse liefert, die von der vorhandenen Chloridbelastung abweichen - daraus kann dann geschlossen werden, ob ggf. Anpassungen bei den Eingangsparametern zu empfehlen sind. Die gewonnen Erkenntnisse sollen übergeordnet dazu beitragen, leistungsbezogene Lösungsstrategien zur Sicherstellung der Dauerhaftigkeit von Stahlbeton für die jeweilige Straßenexposition zu präzisieren. Hierüber sollen betontechnologische sowie ausführungsbedingte Anforderungen konkretisiert und Strategien zur Qualitätssicherung während Bau und Nutzung von Stahlbetonbauwerken formuliert werden. Das Aufzeigen möglicher Unterschiede der Chloridbeanspruchung aufgrund variierendem Taumitteleinsatzes kann weiterhin einen Hinweis geben, wo ggf. Maßnahmen ergriffen werden müssen, die von den derzeitigen gültigen deskriptiven Anforderungen abweichen, um die gewünschte Zielnutzungsdauer zu gewährleisten. 2. Leistungsbezogene Dauerhaftigkeitsbemessung 2.1 Prinzip Bei der performancebasierten Zuverlässigkeitsbetrachtung ist die Einhaltung einer festgelegten Versagenswahrscheinlichkeit durch Gegenüberstellen von Einwirkung-S und Bauteilwiderstand-R zu ermitteln. Prinzipiell lässt sich der Zustand Z eines Bauwerks wie folgt beschreiben [1]: Z=R-S (Gl. 1) mit: Z Zustand/ Sicherheitszone R Widerstand S Einwirkung Im Rahmen der Bemessung definiert die Grenzzustandsfunktion den Versagensfall des Bauteils. Nach Gleichung-1 gilt dann [1]: g(S,R)=0 (Gl. 2) mit: g() Grenzzustandsfunktion R Widerstand S Einwirkung Unter der Annahme von rein normalverteilten Eingangsgrößen ergibt sich die Versagenswahrscheinlichkeit p f aus den Streuungen der Einwirkung und des Widerstands und dem daraus resultierenden Mittelwert und Standardabweichung der Variable-Z (μ Z , σ Z ). Abb.-1 visualisiert den beschriebenen Zusammenhang zwischen den Streuungen der Einwirkung S und des Widerstands R, dem resultierenden Zustand Z sowie die Bedeutung der Versagenswahrscheinlichkeit und des Zuverlässigkeitsindex β. Die Versagenswahrscheinlichkeit entspricht der Wahrscheinlichkeit, dass Z kleiner ist als null. Der Faktor β ist im gleichen Sinne ein Maß, wie die verteilte Größe Z vom definierten Grenzzustand g(S,R)-=-0 abweicht und wird im Rahmen der Zuverlässigkeitsbetrachtung als Zuverlässigkeitsindex bezeichnet. Der Abbildung ist zu entnehmen, dass β positive als auch negative Werte annehmen kann. Ist β-=-0 entspricht die Lage des Mittelwerts von Z genau dem Nullpunkt (Grenzzustand) und die Versagenswahrscheinlichkeit würde p f -=-50 % betragen, wenn eine Normalverteilung vorliegt. Der Zusammenhang zwischen der Versagenswahrscheinlichkeit und des Zuverlässigkeitsindex lässt sich nach Gleichung-3 formulieren [1]: (Gl. 3) mit: p f Versagenswahrscheinlichkeit Φ Standardnormalverteilung μ Z Mittelwert der Zuverlässigkeit Z σ Z Standardabweichung der Zuverlässigkeit Z β Zuverlässigkeitsindex Abb. 1: Resultierende Versagenswahrscheinlichkeit/ Zuverlässigkeitsindex aus der Einwirkung und dem Bauteilwiderstand (in Anlehnung an [1]) 2.2 Rechenverfahren Die vorangegangene Erklärung zur Zuverlässigkeitsbetrachtung auf probabilistischer Ebene beruht auf der Annahme von lediglich einer normalverteilten Größe auf der Einwirkungs- und Widerstandsseite. In vielen Fällen liegen jedoch multivariate Probleme vor, die ferner nicht immer als normalverteilt beschrieben werden können. Häu- 7. Brückenkolloquium - September 2026 211 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland fig ist der Ansatz einer linearen Grenzzustandsfunktion nicht möglich, so dass nicht-lineare Gleichungen zu formulieren sind. Die genannten Randbedingungen führen zu komplexen Zuverlässigkeitsproblemen, bei denen analytische Methoden an ihre Grenzen stoßen. Bei mehreren (n) zufallsverteilten Größen ist ein n-dimensionales Integral zu lösen [2]. Das Approximationsverfahren 1.Ordnung (First Order Reliability Method - FORM) und das Approximationsverfahren 2.Ordnung (Second Order Reliability Method - SORM) stellen Rechenverfahren dar, die Lösung dieser Integrale zu approximieren [1]. Innerhalb beider Verfahren wird die Grenzzustandsfunktion am Ort ihrer höchsten Wahrscheinlichkeitsdichte ausgewertet. Dieser Bemessungspunkt ist für die Zuverlässigkeitsbetrachtung maßgebend und wird über eine Normierung der Zufallsvariablen und Übersetzung in den sog. Standardraum U lokalisiert. Durch eine Taylorreihenentwicklung am Bemessungspunkt und die anschließende Berücksichtigung lediglich linearer Glieder findet die Linearisierung in der FORM-Methode statt. Innerhalb der SORM werden hingegen Glieder der Taylorreihe bis zur zweiten Ordnung berücksichtigt. Aus diesem Grund gilt das Verfahren generell als das genauere im Vergleich zur FORM. Mit Kenntnis der Zufallsvariablen und ihrer Streuungen wird die Reihe ausgewertet und eine globale Normalverteilung und ihr Zuverlässigkeitsindex β ermittelt. Weitere Rechenverfahren wie die numerische Integration oder die Monte-Carlo-Simulation werden in dieser Arbeit nicht weiter behandelt [2]. 2.3 Modell nach fib Bulletin 76 Unter baupraktischen Bedingungen findet der Chloridtransport in Beton infolge Diffusion und Konvektion statt. Beruht der Chloridtransport rein auf Diffusion, kann die annähernd hyperbolische Chloridkonzentrationsverteilung mit dem 2.-Fick’schen Diffusionsgesetz zufriedenstellend dargestellt werden. Unter bestimmten Randbedingungen kann diese Differentialgleichung mit der Error-Funktion analytisch gelöst werden, was die Berechnung z. B. über Tabellenkalkulationsprogramme ermöglicht bzw. vereinfacht. Betone von Ingenieurbauwerken der Straßeninfrastruktur, die einer intermittierenden Chloridbeaufschlagung ausgesetzt sind und einen konvektiven Chlorideintrag erfahren, weichen üblicherweise von der hyperbolischen Verteilung ab, was die Anwendung des 2.-Fick’schen Diffusionsgesetzes einschränkt. Bei der intermittierenden Beaufschlagung besteht die Charakteristik, dass der maximale Chloridgehalt nicht an der Oberfläche des Bauteils, sondern um die Tiefe der sogenannten Konvektionszone in das Betoninnere verschoben ist, wo der Ersatzoberflächenchloridgehalt C S,Δx angesetzt wird. Der fib-Bulletin-76 [3] liefert ein Chloridtransportmodell, das auf dem 2.-Fick’schen Diffusionsgesetz basiert. Weiterhin wird durch Einführung der Konvektionszone-Δx ein Tiefenbereich modellseitig berücksichtigt, in dem ggf. das Chlorideindringverhalten durch intermittierende Chlorideinwirkung vom 2.-Fick’ schen Diffusionsgesetz abweicht [3]: (Gl. 4) mit: x Tiefenlage, ausgehend von der Betonoberfläche [mm] Δx Tiefenbereich, in dem ggf. das Chlorideindringverhalten durch intermittierende Chlorideinwirkung vom 2. Fick’schen Diffusionsgesetz abweicht, dies ist bei Straßenbauwerken im Spritzwasserbereich i. d. R. > 0 t Zeit [a] C(x,t) Chloridgehalt in Abhängigkeit der Zeit und Tiefenlage [M.-%/ z] C 0 Eigenchloridgehalt [M.-%/ z] C S,Δx Ersatzoberflächenchloridgehalt in der Tiefe Δx [M.-%/ z] D app (t) Zeitabhängiger, scheinbarer Diffusionskoeffizient [mm²/ a] In die Berechnung fließen der Ersatzoberflächenchloridgehalt C S,Δx und der sog. scheinbare Diffusionskoeffizient D app (t) ein, der wie folgt zu berechnen ist [3]: (Gl. 5) mit: D app (t) Zeitabhängiger, scheinbarer Diffusionskoeffizient [mm²/ a] k e Umweltparameter zur Berücksichtigung der Umgebungstemperatur [-] k t Übertragungsparameter zur Berücksichtigung von Abweichungen zwischen Laborprüfung und realer Umgebungsbedingung: i. d. R. zu 1 gesetzt [-] D RCM,0 Chloridmigrationskoeffizient zum Referenzzeitpunkt (28 d) [mm²/ a] t 0 Referenzzeitpunkt der Laborprüfung (28 d) [a] t Zeit [a] α Altersexponent [-] Der Umweltparameter ist mit folgender Gleichung zu ermitteln [3]: (Gl. 6) mit: k e Umweltparameter zur Berücksichtigung der Umgebungstemperatur [-] be Regressionsvariable [K] T ref Referenztemperatur [K] T IST Reale Umgebungstemperatur [K] Über die Formulierung des Diffusionskoeffizienten D app (t) wird der zeitabhängige Chlorideindringwiderstand von Beton erfasst. Als Eingangsgröße dient der 28-Tage- Chlorid-Migrationskoeffizient, der im Labor durch das 212 7. Brückenkolloquium - September 2026 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Schnellchloridmigrationsverfahren (z. B. nach [5]) zu bestimmen ist. Eine Skalierung auf den Chloridwiderstand am Bauwerk wird über die Umrechnungsfaktoren k e und k t sowie dem Altersexponenten α vorgenommen, der weiterhin die zeitliche Minderung des Diffusionskoeffizienten erfasst. In Abhängigkeit eines an der Stahlbewehrung anliegenden kritischen korrosionsauslösenden Chloridgehalts C crit und bei bekannter Betondeckung kann eine Grenzzustandsfunktion und ihre zugehörige Versagenswahrscheinlichkeit nach Gleichung (7) berechnet werden. Der Grenzzustand tritt demensprechend ein, wenn der kritische korrosionsauslösende Chloridgehalt C crit im Bereich der Stahlbewehrung respektive in Tiefe der Betondeckung erreicht wird. (Gl. 7) mit: p f Versagenswahrscheinlichkeit [%] p Ziel Zielversagenswahrscheinlichkeit [%] C crit Kritischer korrosionsauslösender Chloridgehalt [M.-%/ z] C 0 Eigenchloridgehalt [M.-%/ z] C S,Δx Ersatzoberflächenchloridgehalt [M.-%/ z] D app (t) Zeitabhängiger, scheinbarer Diffusionskoeffizient [mm²/ a] d e Betondeckung [mm] t Zeit [a] Δx Tiefenbereich, in dem ggf. das Chlorideindringverhalten durch intermittierende Chlorideinwirkung vom 2.-Fick’schen Diffusionsgesetz abweicht [mm] 3. Chloridanalysen von Straßenbauwerken 3.1 Datenerhebung Im Rahmen des BASt Forschungsvorhabens FE 15.0708 „Sicherstellung der Dauerhaftigkeit von Stahlbeton bei erhöhter Chloridbeanspruchung“ [5] wurden Chloridanalysen von Stahlbetonbauwerken der Autobahninfrastruktur in Deutschland zusammengetragen und systematisch ausgewertet. Bei den Messergebnissen handelt es sich um den Gesamtchloridgehalt aus tiefengestaffelt entnommenen Bohrmehlproben (vgl. [6]). Die Ergebnisse stammen von Brückenbauteilen (im Wesentlichen Pfeiler, Überbausteg, Widerlager) und Tunnelinnenschalen der Baujahre 1973-2011 und Expositionsdauern zwischen 5-46 Jahren. Weiterhin sind die verwendeten Bindemittel bekannt, wobei vornehmlich CEM-I und CEM III verwendet wurde. Die Chloridprofile weisen überwiegend eine grobe Tiefenstufung i. d. R. zwischen 10-20-mm auf. 3.2 Bewertung und Kategorisierung Mit dem Ziel, die Auswirkung von regionalen Unterschieden des Taumitteleinsatzes in Deutschland auf die Chloridbanspruchung von Ingenieurbauwerken der Straßeninfrastruktur zu untersuchen, wurde von einer Kartierung der Tausalzlagerdimensionierung aus [7] eine dreistufige Einteilung des geographisch bedingten Taumitteleinsatzes abgeleitet. Die Farbeinteilung ist in Abb.-2 (links) dargestellt und umfasst den grauen Bereich (geringster Taumitteleinsatz), einen hellblauen (mittlerer Taumitteleinsatz) und einen dunkelblauen Bereich (höchster Taumitteleinsatz). Die Abb.-2-(rechts) erfasst eine Überlagerung der abgeleiteten Bewertung des Taumitteleinsatzes mit der Topographie Deutschlands, die mittels Höhenisolinien in 250-m Stufung dargestellt ist. Mit dieser Überlagerung ist ein Zusammenhang zwischen Höhenlagen und Taumitteleinsatz zu erkennen. Hierbei zeigt sich, dass der Taumitteleinsatz mit steigender Höhenlage zunimmt, was auf die höhenabhängigen klimatischen Bedingungen zurückzuführt werden kann. Der geringste Taumitteleinsatz (grau) erstreckt sich hierbei bis in eine Höhe von ca. 250-m-ü.-NN, der hellblaue Bereich erfasst die Höhen von ca. 250-m bis 500-m-ü.-NN und der höchste Taumitteleinsatz ist ab einer Höhe von ca. 500-m-ü.-NN festzustellen. Der oberflächennahe Chloridgehalt hängt maßgeblich von den Expositionsbedingungen ab. Die Auswertung des oberflächennahen Chloridgehalts kann daher ein erstes Indiz zur Intensität der Chlorideinwirkung geben. Da bei einer intermittierenden Beaufschlagung davon auszugehen ist, dass sich eine Konvektionszone im oberflächennahen Bereich ausbildet, kann es bei dem Chloridgehalt in der ersten Tiefenlage und dem im Modell angesetzten Chloridoberflächengehalt CS,Dx, welcher die Einwirkung charakterisiert, zu Abweichungen kommen. Dies gilt insbesondere bei der Tiefenstaffelung der Bohrmehlproben in dem zur Verfügung gestellten Datensatz. Da es bei der folgenden qualitativen Gegenüberstellung der Messdaten lediglich darum geht, die Plausibilität der vorgenommenen Einteilung in die drei Taumitteleinsatzbereiche zu untersuchen, wird diese Vereinfachung hingenommen. Abb.-3 visualisiert den Chloridgehalt in der ersten Tiefenlage von Bauwerken mit CEM I-Zementen der vorgestellten Datengrundlage in Abhängigkeit der Expositionsdauer in maximal 2-m Entfernung zum Straßenrand. Die Farbeinteilung bezieht sich auf die Kategorisierung des Taumitteleinsatzes aus Abb. 2 (links). Die Darstellung zeigt, dass im Bereich der erfassten Expositionsdauern keine signifikante Abhängigkeit des oberflächennahen Chloridgehalts vom Bauwerksalter erkennbar ist, was sich mit Erkenntnissen vergangener Forschungsvorhaben deckt [8]. Trotz der ausgeprägten Streuung der Daten zeigt sich, dass der oberflächennahe Chloridgehalt in Bereichen des geringen Taumitteleinsatzes (grau) geringer ausfällt, als der Gehalt von Bauwerken des erhöhten Taumitteleinsatzes (dunkelblau). Die Chloridbeanspruchung von Bauwerken des mittleren Taumitteleinsatzes erstrecken sich über die gesamte Bandbreite und weisen sowohl hohe als auch geringe Chloridgehalte auf. 7. Brückenkolloquium - September 2026 213 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Abb. 2: Dreistufige Farbeinteilung zur Darstellung des Taumitteleinsatzes in Deutschland (grau: geringster, hellblau: mittlerer, dunkelblau: höchster Taumitteleinsatz) in Anlehnung an [7] und unter Einbezug der Topographie Deutschlands (rechts) mittels Isohöhenlinien (250-m Stufung ü.-NN) Abb. 3: Chloridgehalt der 1.Tiefenlage (ca. 0 - 20-mm) der untersuchten CEM-I-Bauwerke (Brücken und Tunnelbauwerke) mit max. 2-m Abstand zum Straßenrand in Abhängigkeit der Expositionsdauer 4. Gegenüberstellung von Modellprognosen mit tatsächlichen Chloridgehalten am Bauwerk 4.1 Vorgehen In der folgenden Analyse wird untersucht, inwiefern die Modellprognosen die an den Bauwerken ermittelten Chloridgehalte widerspiegeln - und zwar in Abhängigkeit der Streuintensität. Unter Berücksichtigung streuender Eingangsparameter wird das Chlorideindringmodell, das der leistungsbezogenen Dauerhaftigkeitsbemessung (vgl. Gleichung-4) zu Grunde liegt, voll-probabilistisch ausgewertet. Dadurch ist es möglich streuende Chloridgehalte über die Eindringtiefe für definierte Expositionsdauern zu prognostizieren. Hierfür wird die sogenannte Grenzzustandsfunktion so angepasst, dass sich Eintrittswahrscheinlichkeiten von Chloridgehalten in den jeweiligen Tiefenlagen eines Chloridprofils berechnen lassen. Diese Eintrittswahrscheinlichkeit wird hier durch die Berechnung eines Index (entspricht dem Zuverlässigkeitsindex für die ursprüngliche Grenzzustandsgleichung, vgl. Gleichung 7) abgebildet. Durch den Abgleich der prognostizierten Chloridverteilung mit dem Messwert und unter Annahme normalverteilter Daten, lässt sich mit den berechneten Indices ein Quantilwert für den Messwert auf der Grundlage der Prognose abschätzen. Für die Modellprognose werden die aus [9] vorgeschlagenen Modelleingangsparameter für Stahlbetonbauwerke gewählt. In dieser Arbeit wird stets die SORM-Methode für die Approximation der Grenzzustandsfunktion genutzt. Die in Kapitel 3.1 beschriebenen Bauwerksdaten umfassen Chloridprofile mit bekannten Bindemitteln und Expositionsdauern. Die Methodik zur Gegenüberstellung der Modellprognose und dem am Bauwerk tatsächlich ermittelten Chloridgehalt ist in Abb.-4 dargestellt. Diese Methodik wurde für alle zur Verfügung stehenden Chloridgehalte eines Bindemittels bis zu einer Tiefenlage von 60-mm angewendet. 214 7. Brückenkolloquium - September 2026 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Abb. 4: Methodik zur Gegenüberstellung von Modellprognosen und Bauwerkdaten auf probabilistischer Ebene Bei der Auswertung dieser Gegenüberstellung von Messwerten mit Prognosewerten ist zu beachten, dass ein Messwert mit einem zugeordneten Index von 0 dem Median der Prognose entspricht. In der hier dargestellten Gegenüberstellung würde dies eine gute Übereinstimmung der mittleren Modellprognose mit dem am Bauwerk bestimmten Chloridgehalt entsprechen. Unterschreitet der korrespondierende Index den Wert von 0 (Median) liegt der Messwert über dem mittleren prognostizierten Chloridgehalt. Bei Annahme einer Normalverteilung können den Indices ferner Quantil-Werte zugeordnet werden. Unterschreitet ein Großteil der abgeleiteten Indices den Median, ist das Modell mit den gewählten Eingabeparametern auf der unsicheren Seite. Überschreitet hingegen ein Großteil der abgeleiteten Indices den Median, dann liegt der prognostizierte Chloridgehalt unterhalb des tatsächlichen Gehalts (sichere Seite). Beispielhaft bedeutet ein Index von 1,64, dass der gemessene Chloridwert nach dem Modell nur bei 5 % aller zu erwartenden Chloridwerte erreicht bzw. unterschritten wird - das Modell liegt also auf der sicheren Seite. 4.2 Erkenntnisse aus der Gegenüberstellung Die vorgestellte Methodik bietet die Möglichkeit, Modellprognosen mit Chloridprofilen beliebiger Tiefenstufung gegenüberzustellen. Hierüber können praxisübliche Chloridanalysen einbezogen werden, die beispielsweise bei Regressionsanalysen zur Ermittlung von Chloriddiffusionskoeffizienten aufgrund einer zu groben Tiefenstufung ausgeschlossen werden müssten. Dadurch wird eine vergleichsweise große Datengrundlage geschaffen, die unter leistungsbezogenen Gesichtspunkten bewertet werden kann. In der folgenden Gegenüberstellung wurden für alle Bauwerke modellseitig die gleichen Einwirkungen und die jeweiligen bindemittelabhängigen Materialwiderstände (z. B. Altersexponent α 0,30 für CEM I und 0,40 für CEM III/ A) angesetzt. Dies setzt die Annahme voraus, dass die untersuchten Bauwerke keine signifikanten regionalen Unterschiede in der Ausführungsqualität, der Betonzusammensetzung und der Ausgangsstoffe aufweisen. Die Ursache von systematischen Überbzw. Unterschätzungen der prognostizierten Chloridgehalte kann daher auf die gewählten Eingangsparameter (insbesondere Chloridoberflächengehalt und Altersexponent) zurückgeführt werden. Abb. 5 stellt die Gegenüberstellung der untersuchten Bauwerke aus CEM-I- und CEM-III-Betonen dar. Unter Einbezug der Farbeinteilung des Taumitteleinsatzes nach Abb.-2 soll der Zusammenhang zwischen Chlorideinwirkung und dem Umfang des Taumitteleinsatzes untersucht werden. Für die CEM- I-Bauteile liegen die Ergebnisse aus Bereichen mit geringen Taumitteleinsatz im Bereich des 5-%-Quantils. Der am Bauwerk bestimmte Chloridgehalt unterschreitet den vom Modell prognostizierten Chloridgehalt somit deutlich. Das Modell mit den hier gewählten Eingabeparametern liegt infolgedessen stark auf der sicheren Seite. Die vergleichsweise geringe Chlorideinwirkung wurde hierbei auch durch die signifikant geringeren Oberflächenchloridgehalte am Bauwerk bestätigt, vgl. Abb 2. Im Bereich des hohen Taumitteleinsatzes (dunkelblau) überschreiten hingegen ca. 1/ 3 aller Messwerte das 95 %-Quantil. Der vom Modell prognostizierte Chloridgehalt wurde demnach deutlich unterschätzt. Die starke Streuung der Messwerte aus dem Bereich mit mittleren Taumitteleinsatz (hellblau) findet sich auch in der ver- 7. Brückenkolloquium - September 2026 215 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Abb. 5: Nachrechnung von Chloridprofilen nach fib Bulletin 76 mit Eingangsparametern nach [9] und Gegenüberstellung mit dem tatsächlichem Chloridgehalt, ausgedrückt über die Lage des Messwerts bezogen auf die prognostizierte Chloridverteilung (links: CEM I, rechts: CEM III); Bauwerke mit max. 6 m Entfernung zum Straßenrand gleichsweisen großen Streuung der Einwirkung (Abb. 2) wieder. Inwieweit andere Eingabeparameter das Berechnungsergebnis beeinflussen, konnte aufgrund der Datengrundlage nicht abschließend geklärt werden. Da für die CEM-III-Bauteile eine deutlich geringere Datengrundlage vorliegt, kann nur festgestellt werden, dass für Bereiche mit geringem Taumitteleinsatz der prognostizierte Chloridgehalt tendenziell den am Bauwerk gemessenen Chloridgehalt entspricht. 5. Empfehlungen für die Praxis Die Gegenüberstellung der Modellprognosen mit den Messwerten der Chloridanalysen unter Einbezug der Kategorisierung des Taumitteleinsatzes in Deutschland bestätigt die tendenziell höhere Chloridbelastung mit steigender Höhenlage des Bauwerks. Im Rahmen der Kategorisierung des Taumitteleinsatzes wurden zunächst drei Höhelagenbereiche festgelegt, die einen geringen (bis ca. 250- m- ü.- NN), mittleren (zwischen ca. 250-m-und 500-m-ü.-NN) und hohen (ab ca. 500-m-ü.-NN) Einsatz erfassen. Im Rahmen des Forschungsvorhabens [5] wurden Empfehlungen zur Anwendung des leistungsbezogenen Dauerhaftigkeitsmodells formuliert, die unter anderem auf Untersuchungen der vorgestellten Auswertemethodik fußen. Die Ergebnisse [5] basieren überwiegend auf Betonen mit CEM I-Zementen. Aus den Ergebnissen können folgende Folgerungen für die Praxis abgeleitet werden: • Bei geringerem Taumitteleinsatz und niedrigerer Höhenlage (unter 250-m. ü.-NN) sind eine rechnerische Prognose und Extramaßnahmen nicht erforderlich. In diesem Fall ist die deskriptive Bemessung ausreichend. • Bei mittlerem Taumitteleinsatz und mittleren Höhenlage (250 bis 500-m. ü.-NN) kann eine rechnerische Prognose zielführend sein. Die Ergebnisse zeigen, dass gerade bei einem geringen Abstand zur Fahrbahn (<-2,0 m) die Verwendung von Bindemitteln mit erhöhtem Chlorideindringwiderstand empfehlenswert ist. • Bei hohem Taumitteleinsatz und einer Höhenlage ab 500-m. ü.-NN unterschätzt die rechnerische Prognose den tatsächlichen Chloridgehalt. An dieser Stelle ist ggf. eine Anpassung der Modelleingangsparameter erforderlich. Außerdem können Extramaßnahmen bei Bedarf die Grenzen der deskriptiven Vorgaben und die Anwendbarkeit des Modells erweitern. Hierzu zählen die Verwendung von nicht-rostender Bewehrung oder Bewehrungsstahl mit erhöhtem korrosionsauslösenden Chloridgehalt. Es lässt sich ableiten, dass die Verwendung solcher Extramaßnahmen keine Regelanwendung darstellt; bei hohem Taumitteleinsatz und vorhandenen, erfahrungsgemäß bekannten Schäden können sie jedoch dazu beitragen, einen unzureichenden Widerstand der Betonzusammensetzung zumindest teilweise zu kompensieren. Hierzu wird im Forschungsvorhaben [5] in solchen Fällen eine mögliche Anwendung bei Tunneln im Portalbereich, bei Mittelpfeilern in unmittelbarer Nähe zur Straße und ggf. in Kappen angedeutet. • Die finalen Festlegungen von Kriterien für die Planung, Erstprüfung, Annahmeprüfung und Abnahmeprüfung können erst getroffen werden, wenn die erforderlichen Modelleingangsparameter auf Ingenieurbauwerke der Straßeninfrastruktur angepasst werden. 216 7. Brückenkolloquium - September 2026 Chloridbeanspruchung von Straßenbauwerken in Deutschland Auf bauend auf den Bericht können folgende Empfehlung abgeleitet werden: Die Anforderungen an den Beton werden gemäß den bewährten Regeln der ZTV-ING festgelegt. In begründeten Einzelfällen kann der Chlorideindringwiderstand des Betons erhöht werden. Dies gilt z. B. bei: • einer Höhenlage des Bauwerks über 500 m-ü.-NN und hohem Taumitteleinsatz oder • wenn entsprechende Erfahrungen vorliegen. Die Wahl geeigneter Bindemittel mit erhöhtem Chlorideindringwiderstand, die Anpassung des Wasser-Zement-Werts oder die Erhöhung des Nennmaßes der Betondeckung können zu einer Steigerung des Chlorideindringwiderstands beitragen. Bei einer individuellen Anpassung der Betonzusammensetzung (Bindemittelwahl, Wasserzementwert, etc.) müssen Auswirkungen auf Festigkeitsentwicklung und Zwangsspannung bei Bemessung und Ausführung berücksichtigt werden. Bei begründeten Bedenken können weitergehende Maßnahmen wie nicht-rostender Bewehrungsstahl oder Bewehrung mit erhöhtem korrosionsauslösendem Chloridgehalt eine Lösung darstellen. Vertiefende Untersuchungen können dem Schlussbericht entnommen werden [5]. 6. Zusammenfassung Müssen zur Sicherstellung der Dauerhaftigkeit unsere chloridexponierten Stahlbetonbauwerke an Straßen über eine leistungsbezogene Dauerhaftigkeitsbemessung ausgelegt werden oder reichen die bisherigen deskriptiven Vorgaben wie Betondeckung und w/ z-Wert des Betons nach ZTV-ING? Diese Frage versuchte ein von BAStinitiiertes Forschungsvorhaben insoweit zu beantworten, dass hier die Einwirkungsseite intensiv betrachtet wurde: je nach topografischer Lage werden sehr unterschiedliche Streusalzmengen in Deutschland eingesetzt. Eine Auswertung vorhandener Bauwerksdaten von Straßenbauwerken aus Deutschland zeigt, dass bei hoher Taumittelintensität die oberflächennahen Chloridgehalte meist höher sind als bei niedriger Taumittelintensität. Weiterhin wird unter Berücksichtigung eines gängigen Lebensdauermodells eine Methodik entwickelt, mit dem die am Bauwerk ermittelten Chloridwerte stochastisch einer Wahrscheinlichkeit nach dem Modell zugeordnet werden können. Dies erlaubt die Bewertung, ob mit der Anwendung des Modells die wirkliche Chloridbelastung deutlich über- oder unterschätzt wird, oder ob das Modell die wirkliche Chloridbelastung gut widerspiegelt. Hierbei zeigen sich deutliche Unterschiede: bei hoher Taumittelintensität liefert das Modell eher unsichere Vorhersagen. Auf diesen Erkenntnissen auf bauend werden Anpassungsmöglichkeiten der Modelleingangsparameter vorgestellt und Empfehlungen für die Praxis formuliert. 7. Danksagung Die Forschungsnehmer des Forschungsvorhabens FE 15.0708 „Sicherstellung der Dauerhaftigkeit von Stahlbeton bei erhöhter Chloridbeanspruchung“ bedanken sich bei der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen und insbesondere bei allen Beteiligten des Betreuerkreises für das konstruktive Mitwirken und die wertvollen Diskussionen. Literatur [1] Schneider, J. & Schlatter, H. (1994) Sicherheit und Zuverlässigkeit im Bauwesen - Grundwissen für Ingenieure, Zürich, vdf Hochschulverlag AG. [2] Mehlhorn, G. (1996) Der Ingenieurbau: Tragwerkszuverlässigkeit - Einwirkungen, Berlin, Ernst & Sohn Verlag. [3] International Federation for Structural Concrete (2015). Benchmarking of deemed-to-satisfy provisions in standards: Durability of reinforced concrete structures exposed to chlorides. Bd. 76. Bulletin/ International Federation for Structural Conrete State-of-the-art report. Lausanne, Switzerland: Fédération internationale du béton. [4] BAW-Merkblatt: Dauerhaftigkeitsbemessung und -bewertung von Stahlbetonbauwerken bei Carbonatisierung und Chlorideinwirkung (MDCC), Bundesanstalt für Wasserbau, Karlsruhe, 2019 [5] Kapteina, G., C. Dauberschmidt und N.-C. Rokoß (2025 (Vorabveröffentlichung)). Forschungsvorhaben FE 15.0708/ 2022/ DRB: Sicherstellung der Dauerhaftigkeit von Stahlbeton bei erhöhter Chloridbeanspruchung. URL: -https: / / www.bast.de/ DE/ Publikationen/ BerichteBASt/ Fachveroeffentlichungen/ Ingenieurbau/ Downloads/ Vorab-15-0708. pdf? __blob=publicationFile&v=2 (Zugriff am 02.07.2026). [6] DAfStb (1989). Teil 1: Anleitung zur Bestimmung des Chloridgehaltes von Beton. Teil 2: Schnellbestimmung des Chloridgehaltes von Beton. Teil 3: Bestimmung des Chloridgehaltes von Beton durch Direktpotentiometrie. Heft 401: Deutscher Ausschuss für Stahlbeton. [7] Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur (2025) TAUSALA: Leitfaden für die Dimensionierung von Tausalzlagern [Online]. Verfügbar unter- https: / / www.bast.de/ DE/ Themen/ Infrastruktur/ Daten/ Stra%C3%9Fenbetrieb/ tausala-leitfaden.pdf? __blob=publicationFile&v=1 (Zugriff am 21 August 2025). [8] Kapteina, G. (2011) Modell zur Beschreibung des Eindringens von Chlorid in Beton von Verkehrsbauwerken, Dissertation, München, TU München. [9] Gehlen, C., Schießl, P. & Schießl-Pecka, A. (2008) „Hintergrundinformationen zum Positionspapier des DAfStb zur Umsetzung des Konzepts von leistungsbezogenen Entwurfsverfahren unter Berücksichtigung von DIN EN 206-1, Anhang J, für dauerhaftigkeitsrelevante Problemstellungen“, Beton- und Stahlbetonbau, Jahrgang 113, Heft 1. 7. Brückenkolloquium - September 2026 217 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen Leopold Staller, M. Sc. Technische Universität München PD Dr.-Ing. Roland Niedermeier Technische Universität München Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer Technische Universität München Zusammenfassung Der Beitrag untersucht brückenbauspezifische Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit oberflächennah in Schlitze eingeklebter CFK-Lamellen zur Ertüchtigung bestehender Massivbrücken. Hierzu werden das Verbundverhalten, geeignete Prüfkonzepte sowie experimentelle Ergebnisse zu Schlitzgeometrie, Temperatur und dynamischer Beanspruchung während des Erhärtens betrachtet. Die Untersuchungen zeigen, dass die Klebschichtdicke insbesondere bei kurzen Verbundlängen die bezogene Verbundbruchkraft beeinflussen kann, während dieser Effekt bei größeren Verbundlängen zurücktritt. Erhöhte Temperaturen können die Verbundtragfähigkeit reduzieren, wohingegen niedrige Temperaturen keinen maßgebenden Einfluss zeigen. Erste Tastversuche deuten zudem darauf hin, dass verkehrsinduzierte Dehnungswechsel während des Erhärtens den Verbundzustand beeinflussen können. Die Ergebnisse liefern damit wichtige Grundlagen für eine sichere baupraktische Anwendung des NSM-Verfahrens im Brückenbau. 1. Einführung Oberflächennah eingeklebte (Near-Surface Mounted - NSM) Carbonfaserverstärkte Kunststofflamellen (CFK- Lamellen) bieten im Vergleich zu aufgeklebter Bewehrung (Externally Bonded Reinforcement - EBR) eine effektive Lösung zur strukturellen Verstärkung und Instandsetzung von Bauwerken. Das in den 1990er Jahren maßgebend an der Technischen Universität München (TUM) entwickelte Verstärkungsverfahren (siehe u. a. [1, 2, 3, 4, 5]) eröffnet besonders für kleine bis mittlere Verstärkungsgrade interessante Anwendungsmöglichkeiten im Hoch- und Industriebau sowie im Brückenbau [6]. Die Verstärkung mit oberflächennah eingeklebten CFK- Lamellen wird in der DAfStb-Richtlinie „Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung“ (VBgB)-[7] in Verbindung mit der Technischen Regel „Instandhaltung von Betonbauwerken“ (TR Instandhaltung) des Deutschen Instituts für Bautechnik (DIBt)-[8] standardisiert. Erläuterungen und Beispiele zur DAfStb-Richtlinie sind im Heft-595 [9] verfügbar. Für eine Anwendung muss in Deutschland die Verstärkung in Produktspezifischen allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen (abZ) oder allgemeinen Bauartengenehmigungen (aBG) geregelt sein. Dabei wird immer das System geregelt, zumindest bestehend aus CFK-Lamelle und Epoxidharzklebstoff [10, 11, 12]. Die Anwendung ist grundsätzlich für Betonklassen von C12/ 15 bis C50/ 60 möglich. Die 10 - 30 mm breiten und 1,0 - 3,0 mm dicken Lamellen werden mit Epoxidharz in Schlitze eingeklebt, die mittels einer schienengeführten Sägeeinrichtung oder handgeführt mit einem Trennschleifer/ Fugenschneider in die Betondeckung eingebracht werden. Zur Berücksichtigung von Unebenheiten wird ein Vorhaltemaß notwendig. Damit sind Betondeckungen von 15 bis 30 mm erforderlich. Neben einer hohen Zugfestigkeit (auf dem Niveau von hochfestem Spannstahl und darüber) und einem E-Modul, der nah an dem herkömmlicher Beton- und Spannstähle liegt, zeichnen sich die für dieses Verstärkungsverfahren eingesetzten CFK-Lamellen auch in einer aggressiven Umgebung durch eine hohe Dauerhaftigkeit aus. Durch das geringe Gewicht der CFK-Lamellen werden keine zusätzlichen, ständigen Lasten auf die bestehende Struktur aufgebracht und die Handhabung und die Installation ist einfach möglich. Entgegen der erforderlichen aufwendigen Vorbereitung des Untergrunds bei der Anwendung von oberflächig aufgeklebten CFK- Lamellen, können eingeklebte CFK-Lamellen nach der Reinigung des eingesägten Schlitzes direkt angebracht werden. Die Einbettung bietet zudem ästhetische Vorteile, da die Lamellen unter der Oberfläche verborgen sind und die visuelle Erscheinung der Struktur kaum beeinträchtigen. Gleichzeitig sind die Lamellen vor mechanischen Beschädigungen und Umwelteinflüssen geschützt. Der zunehmende Erhaltungs- und Verstärkungsbedarf bestehender Massivbrücken erfordert effiziente, dauerhafte und möglichst betriebsschonende Ertüchtigungsmethoden. Oberflächennah in Schlitze eingeklebte CFK- Lamellen bieten hierfür ein hohes Potenzial, sind für brückenbauspezifische Randbedingungen jedoch weiter zu untersuchen. Der vorliegende Beitrag stellt experimentelle Untersuchungen zum Einfluss von Schlitzgeo- 218 7. Brückenkolloquium - September 2026 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen metrie, Temperatur und dynamischer Beanspruchung während des Erhärtens auf die Verbundtragfähigkeit von NSM-CFK-Lamellen vor und ordnet die Ergebnisse im Hinblick auf eine baupraktische Anwendung im Brückenbau ein. 2. Verbundverhalten Die Anordnung des Klebstoffs im Schlitz führt dazu, dass dabei hohe Verbundspannungen aktiviert werden können und oberflächennah eingeklebte CFK-Lamellen ein deutlich effizienteres Verbundtragverhalten aufweisen als aufgeklebte CFK-Lamellen. Die flächige Kraftübertragung zwischen Beton und Lamelle erzeugen vergleichsweise geringe Beanspruchungen senkrecht zur Bauteiloberfläche [6]. Abb. 1 stellt den Zusammenhang der übertragbaren Zugkraft bei unterschiedlichen Verbundlängen für oberflächennah eingeklebte und aufgeklebte CFK-Lamellen sowie einen Betonstahl mit äquivalentem Verbundumfang (hier d s = 12 mm) dar. Gerade bei Verankerungslängen bis 115 mm können oberflächennah eingeklebte CFK-Lamellen deutlich höhere Zugkräfte als Betonstahl oder aufgeklebte CFK-Lamellen übertragen. Mit weiter steigender Verbundlänge sinkt dieses Verhältnis. Abb. 1: Vergleich der Verbundlängen bei unterschiedlicher Zugkraft Bei üblichen Lamellengeometrien und einer Betonfestigkeitsklasse ab C20/ 25 kann ein Betonausbruch vermieden werden. Es wird üblicherweise Klebstoffversagen maßgebend. Bei ausreichend hohem Adhäsionsvermögen an den Betonoberflächen des Schlitzes und an den Lamellenoberflächen tritt dieses als Kohäsionsversagen auf. Nach Überschreiten der Verbundfestigkeit können Reibspannungen übertragen werden, deren Höhe systemabhängig ist. Abb. 2 vergleicht die Beziehung von Verbundspannung und Schlupf quantitativ für oberflächennah und aufgeklebte CFK-Lamellen sowie gerippten Betonstahl. Ähnlich dem Verbundverhalten von Betonstahl können bei kleinen Relativverschiebungen hohe Verbundspannungen aktiviert werden. Für große Relativverschiebungen wird nach derzeitigem Kenntnisstand ein Reibungsplateau angenommen. Abb. 2: Quantitative Beziehung von Verbundspannung und Schlupf unterschiedlicher Materialien 2.1 Analytische Beschreibung Wegen dieser Analogie hat Blaschko einen Verankerungsnachweis für oberflächennah eingeklebte CFK- Lamellen formuliert, der im Grunde ein Vorgehen wie beim gerippten Betonstahl ermöglicht. Damit bedarf dieser unabhängig von der Rissbildung am Biegträger keiner aufwendigen Betrachtung des Zugkraftzuwachses am Zwischenrisselement. Blaschko [1] geht bei der Bestimmung der Verbundtragfähigkeit davon aus, dass die Lamellenzugkraft innerhalb einer bestimmten Verbundlänge in den Beton eingeleitet werden kann. Die mittlere Verbundtragfähigkeit F b,m kann für kurze Verbundlängen l bL ≤ l g mit dem Ausdruck in (Gl. 1) ermittelt werden, wobei l g der Verbundlänge entspricht, ab der die Verbundspannungen in das Reibungsplateau übergehen. Dabei sind b L als Lamellenbreite, a r als Randabstand und l bL als Verbundlänge in mm sowie f Gtm als einachsige Zugbzw. f Gcm Druckfestigkeit des Klebstoffs definiert. Auf Basis der durchgeführten Verbundversuche wurden entsprechende Anpassungsfaktoren festgelegt, die bereit berücksichtigt sind. Für Verbundlängen l bL ≤ 115 mm gilt (Gl. 1): (Gl. 1) Für Verbundlängen l bL > 115 mm gilt (Gl. 2): (Gl. 2) Die maximale Schubtragfähigkeit des Klebstoffs τ bG,m wird dabei vereinfacht über den Spannungskreis nach Mohr bestimmt (Gl. 3): (Gl. 3) Anders als Blaschko beschreibt Seracino [13] die Verbundtragfähigkeit ohne den Ansatz eines Reibungsplateaus. Basierend auf seinen Verbundversuchen formuliert er ein mittels nichtlinearer Regressionsanalyse optimiertes, empirisches Modell für die Berechnung der Ver- 7. Brückenkolloquium - September 2026 219 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen bundtragfähigkeit. Unter der Annahme eines Beiwertes α =-0,19 und einem Beiwert β = 1,0 für Verbundlängen l bL ≥ 200 mm bzw. die Verwendung als Reduktionsfaktor β = L/ 200 für Verbundlängen l bL < 200 mm, kann die Verbundtragfähigkeit F b,m bestimmt werden zu (Gl. 4): (Gl. 4) Die Verbundtragfähigkeit wird in beiden Modellen mit der Zugtragfähigkeit der Lamelle begrenzt (Gl. 5): (Gl. 5) Beim direkten Vergleich der Berechnungsmöglichkeiten fällt der auf, dass Seracino im Gegensatz zu Blaschko keine Zunahme der Verbundtragfähigkeit ab einer Verbundlänge l bL ≥ 200 mm zulässt, Blaschko hingegen eine linear mit der Verbundlänge steigende Verbundtragfähigkeit ab einer Verbundlänge von l bL > 115 mm ansetzt. 2.2 Prüfkörper Ähnlich zu Untersuchungen am Betonstahlverbund werden auch für die Untersuchung der Verbundtragfähigkeit von oberflächennah eingeklebten CFK-Lamellen unterschiedliche Prüfmethoden und -körper verwendet. Selbst die in der DAfStb-Richtlinie VBgB [7] in Verbindung mit der EAD 160086-00-0301 [14] beschriebenen Verbundversuche lassen einen Interpretationsspielraum zu, der unterschiedliche Verbundfestigkeiten in Abhängigkeit von der gewählten Prüfmethode erwarten lässt. Druck-Zug-Körper [1] oder modifizierte, im Grundriss U-förmige Probekörper [15] stellen eine in der Vorbereitung und Durchführung effiziente Methode der Ermittlung der Verbundeigenschaften bei unterschiedlichen Verbundlängen dar. Eine direkt auf die Stirnfläche aufgelegte Lagerplatte leitet jedoch lokal Druckspannungen im Ausbreitungsbereich der Verbundspannungen ein und kann zu erhöhten Verbundtragfähigkeiten führen. Die in der DAfStb-Richtlinie [7] geforderten und in der EAD 160086-00-0301 [14] geregelten Verbundversuche sind ebenfalls Zug-Druck-Körper mit nicht eindeutig definierter Druckfläche. In Abhängigkeit der gewählten Abspannung in den Prüf boden und den Abstand zur Lamelle werden unterschiedlich hohe Druckspannungen mit den Verbundspannungen aus dem verklebten Bereich überlagert. Untersuchungen an Biegeträgern bilden die am realen Tragwerk vorherrschenden Gegebenheiten am besten ab, sind jedoch im Gegensatz zu Druck-Zug-Körpern deutlich aufwendiger und deshalb nicht in ähnlich großer Stückzahl durchführbar. Auch Biegeträger mit reduziertem Querschnitt und verkürzter Spannweite [16, 17, 18] bedeuten einen deutlich höheren Aufwand. Für die an der TUM durchgeführten Verbundversuche wurde deshalb ein Versuchsauf bau entwickelt, der ein Überdrücken der Verbundspannungen vermeiden soll. Er ist in Abb. 3 schematisch dargestellt. Dabei wurde von einer Ausbreitung der zweifachen Lamellenbreite ausgegangen. Ein Verbundfreie Vorlänge von 10-cm verhindert ein Ausbrechen der Betonkante am lastseitigen Ende. Eine massive Stahlplatte dient als Grundplatte und definierte Druckfläche. Darauf werden zwei Rechteckrohre als Kragträger angebracht, die über eine Abspannung im Spannboden fest mit dem Körper verbunden werden. Hinter dem auf dem Kragträger platzierten Hohlkolbenzylinder zur Krafteinleitung wird eine Keilverankerung als Endverankerung postiert. Der Betonkörper hat eine quadratische Grundfläche von 40-cm und ist 100-cm hoch. An beiden Stirnseiten können nacheinander jeweils vier Ausziehversuche durchgeführt werden. Abb. 3: Schematischer Versuchsauf bau 3. Schlitzgeometrie Untersuchungen im Rahmen des aktuell laufenden Forschungsprojektes „NSM CFK - SMART Strengthening - Querkraftertüchtigung von Massivbrücken durch hocheffiziente, in Schlitze geklebte („near surface mounted“) CFK-Lamellen“ [19] mit dem Förderkennzeichen FE 88.0236/ 2024/ AE10 zeigen, dass der ungünstige Einfluss der Parameter Schlitzbreite und Prüftemperatur neben dem Einfluss des Prüfauf baus insgesamt einen entscheidenden Einfluss auf die Ergebnisse haben können. In Anlehnung an die Regelungen der DAfStb-Richtlinie VBgB [7] wurden Verbunduntersuchungen mit Schlitzbreiten von b s,nenn = t L + 1 mm und b s,nenn = t L + 3 mm durchgeführt. An 57 Teilversuchen wurden der Einfluss einer variierenden Klebschichtdicke links und rechts der Lamelle für Lamellen mit b L = 10 mm und l bL = 75 mm (24 Stück), Lamellen mit b L = 10 mm und l bL = 75 mm in einem Schlitz mit doppelter Lamellenbreite (15 Stück), und für Lamellen mit b L = 20 mm und l bL = 100 mm (18 Stück) bei Normaltemperatur durchgeführt. Dabei wurde auch der Einfluss unterschiedlicher Systeme auf die Verbundbruchkraft sowie den Trend überprüft. Abb. 4 zeigt den Einfluss der Klebschichtdicke Δb s als Differenz der über die Verbundlänge gemittelten Schlitzbreite b s,test und der Lamellendicke t L auf die bezogene Verbundbruchkraft F max / b L bei Normaltemperatur (T nenn - =- 20 °C) für Verbundlängen von (oben) l bL = 75 mm und (unten) l bL = 100 mm. Die Punktwolke bei einer Nennschlitzbreite von b s,nenn -=-t L +-1 mm zeigt für Verbundlängen von l bL = 100 mm eine deutlich größere Streuung als die bei einer von b s,nenn -=-t L +-3 mm. Die zugehörige lineare, auf Basis der kleinsten Fehlerquadrate ermittelte Trendlinie zeigt dabei eine mit der Klebschichtdicke steigende Verbundbruchkraft. Für Lamellen mit b L = 10 mm in Schlitzen mit t S -=-20 mm ist keine Er- 220 7. Brückenkolloquium - September 2026 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen höhung der Verbundbruchkraft bei vergleichbarer Klebschichtdicke zu erkennen. Bei Verbundlängen von l bL = 100 mm ist kein signifikanter Einfluss der Klebschichtdicke auf die bezogene Verbundbruchkraft erkennbar. Abb. 4: Zusammenhang von Klebschichtdicke und bezogener Verbundbruchkraft bei einer Verbundlänge von (oben) l bL = 75 mm bzw. (unten) l bL = 100 mm 4. Brückenbauspezifische Umgebungsbedingungen Die Umgebungsbedingungen können einen wesentlichen Einfluss auf die Bemessung und Tragfähigkeit eines Bauteils haben. Bei der Anwendung im Brückenbau sind weit mehr Umgebungsbedingungen zu berücksichtigen als im üblichen Hochbau. Mit einem systemkonformen Schutzanstrich kann das Eindringen von Chloriden, Schadgasen, UV-Strahlung sowie Feuchte in den Epoxidharzklebstoff unterbunden werden. Dabei sind die TR-Instandhaltung, die DAfStb-Richtlinie Teil-3 und-4 sowie die Regelungen der abZ/ aBG zu berücksichtigen sowie ein Sachkundiger Planer mit Wartungsplan hinzuzuziehen. Außergewöhnliche, mechanische Einwirkungen wie Vandalismus oder Fahrzeuganprall, die möglicherweise eine Ablösung der Verstärkung vom Bauwerk zur Folge hätten, werden durch die Verklebung im Schlitz, bündig mit der Sichtfläche egalisiert. Hohe Temperaturen wie Hitze oder Frost, die am Rande des Anwendungsgebiets des verwendeten Epoxidharzklebstoffes liegen, müssen in der statischen Berechnung berücksichtigt werden. 4.1 Temperatur Epoxidharz ist grundsätzlich stabil und amorph. In der Glasübergangsphase wechseln die Eigenschaften von steif und glasig hin zu weich und viskoelastisch. Dabei ist der Einfluss auf die Elastizität höher als auf die Festigkeit (Abb. 5). Bei Betrachtung eines Randträgers einer mehrstegigen Plattenbalkenbrücke, kann die Sonneneinstrahlung und Gegenstrahlung, Wind, Lufttemperatur, Geometrie, Oberflächenbeschaffenheit und -farbe die Temperatur am Brückensteg und damit im Verbundbereich beeinflussen. Die Auswertung der Sonneneinstrahlwinkel in Anlehnung an die Überlegungen von Lichte [20] über ein Jahr unter Berücksichtigung der Ost-West-Ausrichtung einer fiktiven Beispielbrücke mit einem Kragarm-Steg-Verhältnis von 1: 1 zeigt, dass bei üblicher Oberflächenbeschaffenheit Stegtemperaturen um die 40- °C zu erwarten sind. Die unterschiedlichen Sonneneinstrahlwinkel α und β sind in Abb. 5 schematisch dargestellt. Damit liegen diese am oberen Ende des Anwendungsbereichs der aktuell zugelassenen Systeme gem. abZ/ aBG. Der Glasübergangsbereich beginnt meist über 50-°C. Abb. 5: (links) Schematische Entwicklung der Materialeigenschaften bei unterschiedlicher Temperatur und (rechts) Sonneneinstrahlwinkel Zur experimentellen Untersuchung des Einflusses der Temperatur auf die bezogene Verbundbruchkraft wurden Ausziehversuche sowohl mit einer Verbundlänge von l bL = 100 mm bei 45-°C (8 Stück) und bei -20-°C (4 Stück) durchgeführt als auch mit einer Verbundlänge von l bL = 75 mm 8 bzw. 4 Stück durchgeführt. Abb. 6 stellt den Zusammenhang von bezogener Verbundbruchkraft F max / b L in mm über die Klebschichtdicke Δb s als Differenz der tatsächlichen Schlitzbreite b s,test und der Lamellendicke t L in mm dar. Unterschieden wird dabei zusätzlich zu den in Abb. 4 dargestellten experimentellen Untersuchungen auch zwischen hohen (45-°C) und niedrigen (-20-°C) Temperaturen. Für kurze Verbundlängen zeigt sich eine insgesamt reduzierte bezogene Verbundbruchkraft, wohingegen der mit steigender Klebschichtdicke steigende Trend erhalten bleibt. Für lange Verankerungslängen ist keine signifikante Änderung der bezogenen Verbundbruchkraft erkennbar. Kalte Temperaturen haben unabhängig von der Verbundlänge keinen Einfluss auf die bezogene Verbundbruchkraft. 7. Brückenkolloquium - September 2026 221 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen Abb. 6: Zusammenhang von Klebschichtdicke und bezogener Verbundbruchkraft unter Berücksichtigung der Temperatur bei einer Verbundlänge von (oben) l bL = 75 mm bzw. (unten) l bL = 100 mm Der schwindende Einfluss bei steigender Verbundlänge lässt vermuten, dass ein größere Verbundlänge für die gleiche Kraftübertragung benötigt wird. Mithilfe der Faseroptischen Dehnungsmessung können Dehnungen entlang der Messfaser plakativ dargestellt werden. Abb.-7 stellt die Lamellendehnungen bei 25 %, 50 %, 75 % und 100 % des Minimums der Verbundbruchkräfte der Versuche Kb1-2B-2D bei T nenn -=-20 °C und Kt1-4B-2B bei T nenn -=-45 °C dar. Dabei wird deutlich, dass unter einer Temperaturbeanspruchung nahe des Glasübergangsbereichs selbst bei geringen Laststufen die gesamte Verbundlänge aktiviert wird, während bei Normaltemperatur lediglich die ersten Zentimeter aktiv an der Verbundübertragung mitwirken. Dieser Zusammenhang kann bis zur letzten Laststufe deutlich beobachtet werden und lässt den Schluss zu, dass bei Temperaturen nahe des Glasübergangsbereichs eine Berücksichtigung längerer Verankerungslängen erforderlich ist. Abb. 7: Entwicklung der Lamellendehnung über die Verbundlänge bei T nenn -=-20 °C (Kb1-2B-2D) und T nenn -=-45 °C (Kt1-4B-2B) 4.2 Dynamik während des Erhärtens Verstärkungen an Brückenträgern, die an der Unterseite (Biegung) oder den Seitenflächen (Querkraft) durchgeführt werden, können unter bestimmten Voraussetzungen auch während des Betriebs auf der Brücke durchgeführt werden. Damit können Verkehrsbeeinträchtigungen vermieden werden. Während eine verkehrsinduzierte ständige Dehnungsänderung für das Vorbereiten und Schlitzen noch von untergeordneter Bedeutung ist, stellen die Bewegungen für das Erhärten des Epoxidharzklebstoffs eine wesentliche Einflussgröße dar. Im Rahmen erster Tastversuche wurde der Einfluss experimentell quantifiziert. Im Querschnitt mit einer Kantenlänge von a-=-10d s -=-250-mm quadratische und 0,7-m lange Dehnkörper mit einem durchgehenden Stabstahl d s -=-25-mm werden mit einer Schwingbreite von Δσ =-175 MPa um eine Mittelspannung von σ sm und einer Frequenz von f-=-0,1 Hz oder f-=-2 Hz beaufschlagt. Ein mittig angeordnetes Rissblech stellt die Entstehung eines Trennrisses sicher. Auf zwei gegenüberliegenden Seiten werden Lamellen mit unterschiedlichen Verbundlängen ober und unterhalb des Trennrisses eingeklebt. Die kürzere Verbundlänge wurde in Anlehnung an die statischen Verbundversuche gewählt und soll den Versagensort im anschließenden Verbundbruchversuch definieren. Abb. 8 zeigt die Entwicklung der Dehnung der CFK-Lamellen DMS L und des Stabstahls DMS s über die ersten 50-h Prüfzeit während des Erhärtens unter wechselnder Beanspruchung mit 0,1 Hz. Deutlich ist eine Erhärtungsphase des Epoxidharzklebstoffs ab 5-h bis 20-h erkennbar, in der die Lamellendehnungen exponentiell zunehmen. In der gleichen Zeit nehmen die Dehnungen des Stabstahls ab. Nach 20-h ist nur noch eine leichte Zunahme der Dehnungen für die Lamellen und eine geringfügige Abnahme der Dehnungen für den Stabstahl erkennbar. Die Erhärtung ist fast vollständig abgeschlossen. Abb. 8: Entwicklung der Dehnung von Lamelle und Stabstahl über die Zeit während des Erhärtens Nach sieben Tagen wechselnder Beanspruchung wurde ein quasistatischer Verbundversuch am zuvor wechselnd beanspruchten und an einem in Ruhe erhärteten Referenzkörper durchgeführt. Dazu wurde der Dehnkörper stetig weggeregelt beansprucht und damit die Dehnung in Stahl und Lamelle stetig erhöht. Abb. 9 vergleicht die Lamellendehnungen ε L in μm/ m bei gleicher Stabzugkraft in kN des unter wechselnder Beanspruchung erhär- 222 7. Brückenkolloquium - September 2026 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen teten Dehnkörpers (DKf5-1C-BD, grau) mit dem Referenzkörper (DKf5-2C-BD, schwarz). Dabei wird deutlich, dass ungefähr ihm Bereich der Schwingbreite eine Kraftsteigerung am Stabstahl ohne Dehnungszunahme an der Lamelle möglich ist. Dies lässt eine Verbundstörung auf dem Lastniveau vermuten, welches während des Erhärtens vorherrscht. Die unterschiedlich hohen Dehnungen der Lamellen B (DMS LB ) und D (DMS LD ) lassen sich auf Exzentrizitäten im Körper und ggf. nicht exakt gleichzeitig und gleichschnell erhärtenden Epoxidharzklebstoff zurückführen. Ein Dehnkörper mit zwei anstelle eines Stabs soll hier Abhilfe schaffen. Abb. 9: Vergleich der Lamellendehnung bei gleicher Stabzugkraft für wechselnd beanspruchten und ruhend erhärteten Dehnkörper 5. Zusammenfassung Der Beitrag zeigt das Potenzial oberflächennah in Schlitze eingeklebter CFK-Lamellen für die Ertüchtigung bestehender Massivbrücken und stellt brückenbauspezifische Einflussgrößen auf deren Verbundtragfähigkeit heraus. Ausgehend vom bekannten Verbundverhalten und bestehenden Berechnungsansätzen werden unterschiedliche Prüfkörper und Prüfauf bauten eingeordnet sowie ein Versuchsauf bau beschrieben, der eine möglichst unbeeinflusste Ermittlung der Verbundtragfähigkeit erlaubt. Die Untersuchungen zur Schlitzgeometrie zeigen, dass die Klebschichtdicke insbesondere bei kurzen Verbundlängen einen Einfluss auf die bezogene Verbundbruchkraft haben kann, während dieser Effekt bei größeren Verbundlängen weniger ausgeprägt ist. Ergänzende Temperaturversuche verdeutlichen, dass erhöhte Temperaturen die Verbundtragfähigkeit bei kurzen Verbundlängen reduzieren können, kalte Temperaturen hingegen keinen maßgebenden Einfluss zeigen. Die Faseroptische Dehnungsmessung zeigt dabei, dass warme Temperaturen zu einer früheren Aktivierung der Gesamten Verbundlänge führen. Erste Tastversuche zur dynamischen Beanspruchung während des Erhärtens weisen darauf hin, dass verkehrsinduzierte Dehnungswechsel den Verbundzustand beeinflussen können und daher bei einer Anwendung unter laufendem Verkehr weiter zu berücksichtigen sind. Insgesamt bestätigen die Ergebnisse die grundsätzliche Eignung des NSM-Verfahrens für den Brückenbau, zeigen zugleich aber, dass Schlitzgeometrie, Temperatur und Beanspruchungen während der Erhärtung für eine sichere baupraktische Anwendung gezielt bewertet werden müssen. Dank Das Forschungsvorhaben NSM CFK - SMART Strengthening - Querkraftertüchtigung von Massivbrücken durch hocheffiziente, in Schlitze geklebte („near surface mounted“) CFK-Lamellen wird unter der FE-Nummer 88.0236/ 2024/ AE10 durch die Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen im Auftrag des Bundesministeriums für Verkehr gefördert. Die Verantwortung für den Inhalt liegt allein beim Autor. An dieser Stelle sei dem Forschungsförderer sowie der Betreuungsgruppe ein herzlicher Dank ausgesprochen. Literatur [1] M. Blaschko, „Zum Tragverhalten von Betonbauteilen mit in Schlitze eingeklebten CFK-Lamellen,“ Technische Universität München, Dissertation, 2001. [2] M. Blaschko und K. Zilch, „Bericht über Versuche zum Verbundverhalten von in Schlitze eingeklebten CFK-Lamellen (Eingeschlitze CFK-Lamellen),“ Technische Universität München, Versuchsbericht 599721, 1999. [3] K. Zilch, R. Niedermeier und M. Blaschko, „Bericht über Versuche zum Verstärken von Betonbauteilen mit CFK,“ Technische Universität München, Versuchsbericht 1310/ BI/ 515, 1998. [4] K. Zilch, C. Schmidhuber und R. Niedermeier, „Bauteilversuche zur Querkraftbiegung an mittels Klebearmierung verstärkten Betonbauteilen,“ Technische Universität München, Forschungsbericht, 2000. [5] O. Fischer, „Methods and Developments in the Field of Repair and Retrofit of Reinforced and Prestressed Cocnrete Bridges,“ in First Munich Bridge Assessment Conference MBAC, 2005. [6] O. Fischer, „Anwendung innovativer Technologien bei der Verstärkung und Sanierung von Brückenbauwerken -- Konzepte, Umsetzung, Ausführungsbeispiele,“ in Neue Entwicklungen im Brückenbau: Innovationen im Bauwesen; Beiträge aus Praxis und Wissenschaft, Berlin, Bauwerk Verlag, 2004, pp. 57-69. [7] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb), DAfStb-Richtlinie: Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung, Berlin: Beuth Verlag GmbH, 2012. [8] Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Technische Regel: Instandhaltung von Betonbauwerken; Teil 1 - Anwendungsbereich und Planung der Instandhaltung, Berlin: Deutsches Institut für Bautechnik, 2020. [9] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb), DAfStb-Heft 595: Erläuterungen und Beispiele zur DAfStb-Richtlinie „Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung“, Berlin: Beuth Verlag GmbH, 2013. 7. Brückenkolloquium - September 2026 223 Untersuchung brückenbauspezifischer Einflussgrößen auf die Verbundtragfähigkeit von NSM CFK-Lamellen [10] Z-36.12-88, „Bausatz StoCretec zum Verstärken von Stahl- und Spannbetonbauteilen durch in Schlitze verklebte CFK-Lamellen nach DAfStb- Verstärkungsrichlinie,“ Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), allgemeine bauaufsichtliche Zulassung, 2025. [11] Z-36.12-89, „Bausatz zum Verstärken von Stahl- und Spannbetonbauteilen durch in Schlitze verklebte CarboPlus Kohlefaserlamellen nach DAfStb-Verstärkungsrichtlinie,“ Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), allgemeine bauaufsichtliche Zulassung, 2024. [12] Z-36.12-90, „Bausatz zum Verstärken von Stahl- und Spannbetonbauteilen durch in Schlitze verklebte CFK-Lamellen MC CarbonFiber Lamella nach DAfStb-Verstärkungsrichtlinie,“ Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), allgemeine bauaufsichtliche Zulassung, 2024. [13] R. Seracino, N. M. Jones, M. S. M. Ali, M. W. Page und D. J. Oehlers, „Bond Strength of Near-Surface Mounted FRP Strip-to-Concrete Joints.,“ Journal of Composites for Construction, Bd. 11, Nr. 4, pp. 401-409, 2007. [14] EAD 160086-01-0301, „Kits for the strengthening of concrete elements by externally-bonded and near-surface-mounted carbon fibre-reinforced polymer strips,“ European Organisation for Technical Assessment (EOTA), Brüssel, 2019. [15] L. De Lorenzis, A. Rizzo und A. La Tegola, „A modified pull-out test for bond of near-surface mounted FRP rods in concrete,“ Composites: Part B, Bd. 33, Nr. 8, p. 589-603, 2002. [16] T. Hassan und S. Rizkalla, „Investigation of Bond in Concrete Structures Strengthened with Near Surface Mounted Carbon Fiber Reinforced Polymer Strips,“ Journal of Composites for Construction, Bd. 7, Nr. 3, pp. 248-257, 2003. [17] J. M. d. Sena Cruz und J. A. O. d. Barros, „Bond Between Near-Surface Mounted Carbon-Fiber- Reinforced Polymer Laminate Strips and Concrete,“ Journal of Composites for Construction, Bd. 8, Nr. 6, pp. 519-527, 2004. [18] L. De Lorenzis, A. Rizzo und A. La Tegola, „A modified pull-out test for bond of near-nearsurface mounted FRP rods in concrete,“ Composites: Part B, Bd. 33, Nr. 8, pp. 589-603, 2002. [19] O. Fischer, R. Niedermeier und L. Staller, „SMART Strengthening - Querkraftertüchtigung von Massivbrücken durch hocheffiziente, in Schlitze geklebte („near surface mounted“) CFK-Lamellen,“ Technische Universität München, Abschlussbericht (in Vorbereitung), FE 88.0236/ 2024/ AE10, 2027. [20] U. Lichte, „Klimatische Temperatureinwirkungen und Kombinationsregeln bei Brückenbauwerken,“ Technische Universität München, Dissertation, 2004. Nachrechnung 7. Brückenkolloquium - September 2026 227 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung Anwendung an der Forschungsbrücke openBridgeLAB Marie Otto, M. Sc. Universität Duisburg-Essen, Essen Bjarne Sprenger, M. Sc. Universität Duisburg-Essen, Essen Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martina Schnellenbach-Held Universität Duisburg-Essen, Essen Zusammenfassung Eine iterative Anpassung eines Finite Elemente-(FE)-Modells im Rahmen eines Structural Health Monitorings (SHM) ermöglicht die kontinuierliche Schadensdetektion und -bewertung von Bauwerken. Die numerische Abbildung komplexer Tragwerke stellt dabei jedoch hohe Anforderungen an die Modellierung, insbesondere hinsichtlich des nichtlinearen Strukturverhaltens im Zustand II. In diesem Beitrag wird ein detailliertes FE-Basismodell der Forschungsbrücke open- BridgeLAB vorgestellt und anhand kontrollierter Belastungsversuche validiert. Zur Erfassung von Dehnungen wurden faseroptische Sensoren (Distributed Fiber Optic Sensors = DFOS) eingesetzt, wobei die Laststellung eines Belastungsfahrzeugs sowie die Belastung durch zwei hydraulische Pressen als maßgebliche Belastungsfälle berücksichtigt wurde. Die Validierung ergab eine gute Übereinstimmung zwischen simulierten und gemessenen Dehnungen. Auf bauend darauf wurde das FE-Basismodell um parametrisierte Funktionen zur Abbildung von Schädigungen des Vorspannsystems sowie zur Auf bringung von Belastungen erweitert und erneut validiert. 1. Einleitung Structural Health Monitoring (SHM) Systeme zur kontinuierlichen Zustandsüberwachung von Ingenieurbauwerken ermöglichen die systematische Bewertung des strukturellen Zustands auf Grundlage experimentell erfasster Strukturantworten [1]. Zur Identifikation struktureller Zustandsänderungen werden dabei parametrisierte Finite Elemente-(FE)-Modelle iterativ an gemessene Strukturantworten angepasst, um Schädigungen zu lokalisieren und zu quantifizieren. Das kalibrierte FE-Basismodell kann demnach zur realitätsnahen Abbildung des strukturmechanischen Verhaltens des Bauwerks eingesetzt werden. Dies ermöglicht die Prognose des statischen sowie dynamischen Tragverhaltens auch unter außergewöhnlichen Einwirkungen - z. B. seismische Belastungen - die nicht im Rahmen von Versuchskampagnen auf die Struktur aufgebracht werden können [2]. Das kalibrierte FE-Basismodell fungiert somit als Grundlage für Prognosen zur quantitativen Bewertung der langfristigen Tragfähigkeitsentwicklung des Bauwerks im Rahmen eines SHM. Es ermöglicht eine systematische Zustandsbewertung und damit eine belastbare Basis für evidenzbasierte Handlungsempfehlungen [3]. In diesem Beitrag wird zunächst die Validierung des ungeschädigten FE-Basismodells der Forschungsbrücke openBridgeLAB anhand von Daten der faseroptischen Sensoren (DFOS), die am 06. und 07. Mai 2025 aufgezeichnet wurden [4], vorgestellt. Anschließend erfolgt die Implementierung von Schadensparametern zur Abbildung der Schädigung am Vorspannsystem (07.-Mai 2025) und ein Vergleich der gemessenen und berechneten Dehnungen. Ziel dieses Beitrags ist es, ein parametrisiertes FE-Modell des Bauwerks zu generieren, welches sowohl äußere Belastungsbedingungen als auch Schädigungen am Vorspannsystem realitätsnah abbildet. Das parametrisierte FE-Modell soll in zukünftigen Untersuchungen in einen Optimierungsalgorithmus im Rahmen eines Dauermonitorings zur Schadensdetektion eingebunden werden, wobei das in [5] entwickelte Konzept als methodische Referenz herangezogen wird. Weitere Strategien zur Schadenserkennung unter Nutzung von SHM-Daten werden in [6] präsentiert. 2. Validierungsstruktur Die Forschungsbrücke openBridgeLAB (s. Abb. [1]) in Bautzen, Deutschland, dient als Validierungsstruktur für die durchgeführten Untersuchungen. Das Brückentragwerk umfasst drei Felder, wobei Feld 3 statisch von den übrigen Feldern entkoppelt ist. Die einzelnen Brückenabschnitte bestehen aus Spannbetonfertigteilen, die durch Ortbetonergänzungen zu einem Verbundquerschnitt zusammengefügt werden. Jedes Feld dient als Referenzobjekt für unterschiedliche Forschungsschwerpunkte und ermöglicht so die kontrollierte Applikation einer Vielzahl 228 7. Brückenkolloquium - September 2026 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung unterschiedlicher Schadensszenarien, wie die Belastung einzelner Träger bis zur Tragfähigkeitsgrenze, der Eintrag gezielter Schädigungen, sowie die Durchführung statischer und dynamischer Versuche im Bereich der Koppelfuge und in kritischen Scherzonen. In das im Rahmen der Schädigung betrachtete FT2.1 (Feld-2) wurde ein sogenanntes „Smart Tendon“ mit integrierten DFOS an den Vorspannlitzen eingebaut, um die Dehnungsverteilungen und deren Entwicklung zu überwachen [7]. Das Spannglied umfasst zwei Litzen mit jeweils sieben Drähten. Eine detaillierte Beschreibung der Brückenkonstruktion sowie der installierten Sensorik ist [8], [9] zu entnehmen. Abb. 1: Forschungsbrücke openBridgeLAB: Gesamtansicht, Seitenansicht und Querschnitt des Betonfertigteils FT2.1 inkl. Anordnung der Sensoren und Lage des induzierten Schadens am Vorspannsystem (Hentschke Bau GmbH) 3. Messtechnik und Versuchsdurchführung 3.1 Belastungsversuche Die in diesem Beitrag vorgestellten Untersuchungen basieren auf Versuchen, die am 06. und 07. Mai 2025 an der Forschungsbrücke openBridgeLAB durchgeführt wurden. Am 06. Mai wurde die Brücke durch das Ansetzen von hydraulischen Pressen bis zur Tragfähigkeitsgrenze belastet. Die Belastung erfolgte schrittweise durch zwei hydraulische Pressen bis zu einer maximalen Last von 400 kN an der Position 9,30-m (Feld 2, FT2.1) gemessen von Achse 20. Die Aufstandsfläche betrug 0,2-m-×-0,2-m. In diesem Beitrag wird die Laststufe 5 (Verformung des Trägers von 40 mm, Last = 324 kN) gezeigt. Die Belastung des Tragwerks am 07. Mai 2025 erfolgte durch ein schienengeführtes Fahrzeug mit einem Gesamtgewicht von 4,9 t und einem Spurabstand von 1,8-m. Das Fahrzeug befand sich zum Zeitpunkt der Messung unter anderem in Feldmitte von Feld 2 (Lastposition: LP2). Im Rahmen der Testreihe wurde ergänzend zur Belastung ein Spannglied des Vorspannsystems im Betonfertigteil FT2.1 gezielt durchtrennt (Zeitstempel: 2025-05-07 12: 30-13: 33 Uhr (UTC+2) [4]), dargestellt in Abb.-[1]. Die induzierte Schädigung wurde an der Unterseite des Betonfertigteils FT2.1 an der Position 3,43 m, gemessen von Achse 20, eingebracht. Zur Durchtrennung der Vorspannglieder wurde die Betondeckung in diesem Bereich entfernt. 3.2 Sensorik und Messzeitpunkte Vor der gezielten Schädigung des Vorspannsystems wurden die Dehnungen an der Unterseite der Elemente FT2.1, FT2.2 und FT2.3 infolge der in Kapitel 3.1 beschriebenen Lastpositionen erfasst. Dazu wurden folgende Sensoren herangezogen-[4]: • O_FOSD_FT21_BU0000_1 (FT2.1) • O_FOSD_FT22_BU0000_c (FT2.2) • O_FOSD_FT23_BU0000_0 (FT2.3) 7. Brückenkolloquium - September 2026 229 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung Vereinfacht werden die Sensoren im weiteren Verlauf wie folgt bezeichnet: • FT21_BU_1 (FT2.1) • FT22_BU_c (FT2.2) • FT23_BU_0 (FT2.3) Die gewählten Sensoren wurden mit einem Abstand von 5 cm zur Betonunterseite installiert. Für die Validierung nach der Schädigung wird nur das Element FT2.1 mit dem induzierten Schaden und den daraus resultierenden Messdaten von Sensor FT21_BU_1 betrachtet. Die Position der Sensoren ist in Abb.-[1] dargestellt. Um eine konsistente Gegenüberstellung von numerischen und experimentellen Ergebnissen sicherzustellen, wurden die gemessenen Dehnungen mittels eines Nulllinien- Anpassungsverfahrens korrigiert. Die Korrektur erfolgte am Auflager an Achse-30 bei x-=-32,0-m (bezogen auf das Koordinatensystem des FE-Modells, vgl. Abb. [2]). 4. FE-Basismodell und Validierung Das in Abb. [2] dargestellte FE-Basismodell der Forschungsbrücke openBridgeLAB wurde mit der Software DIANA FEA (Version 10.10) entwickelt. Das Modell umfasst 70.525 Knoten sowie 5.621 Volumenelemente und basiert auf isoparametrischen Volumenelementen höherer Ordnung. Die Vernetzung erfolgte mit einer maximalen Elementgröße von 0,5 m. Da Feld 3 strukturell von den ersten beiden Feldern entkoppelt ist, beschränkt sich das Modell auf die Felder-1 und 2. Die Verbindung von Ober- und Unterbau an den Achsen 10 und 20 wurde als vollständige Einspannung modelliert. An Achse 30 wurde die Verbindung zwischen Unter- und Oberbau mithilfe von Interfaceelementen als gelenkige Kopplung abgebildet, um die tatsächlichen Lagerungsbedingungen möglichst realitätsnah zu erfassen. Die Bewehrung wurde auf Grundlage der vorliegenden Bestandsbaupläne explizit im Modell abgebildet, wobei die Steifigkeit den zugehörigen Elementen hinzugefügt wurde. Das verwendete Materialmodell des Betons berücksichtigt das nichtlineare Materialverhalten des Betons. Das Zugverhalten wird gemäß Hordijk [10] definiert, während das Druckverhalten durch eine parabolische Spannungs-Dehnungs-Beziehung abgebildet wird. Die Rissenergie wurde ebenfalls gemäß Hordijk [10] modelliert. Das Materialverhalten der Bewehrung wurde durch ein elastisch-plastisches Materialgesetz mit einem Von- Mises-Plastizitätsmodell abgebildet. Dabei wurde ein idealplastisches Verhalten ohne Berücksichtigung von Verfestigung angenommen, wobei das Versagen beim Erreichen der Streckgrenze definiert ist. Zur Berücksichtigung des Rissverhaltens im Zustand II werden nichtlineare Berechnungen durchgeführt. Die numerische Ermittlung gliedert sich in zwei aufeinanderfolgende Berechnungsstufen. In der ersten Stufe wurden das Eigengewicht und die Vorspannkraft inkrementell über 10 Lastschritte aufgebracht. In der zweiten Stufe wurde die Belastung (Lastposition LP2, Fahrzeugposition in Feldmitte von Feld 2) und die Belastung aus Rahmen und hydraulischer Presse (Laststufe 5) [4] sowie die Schadensfunktion für die Schädigung am Vorspannsystem - letztere ausschließlich im Rahmen der Schadensmodellierung - in 10 Lastschritten aufgebracht. Als Lösungsverfahren wurde die Newton-Raphson-Methode [11] mit einer maximalen Iterationsanzahl von je 100 Schritten in Kombination mit einem parallelen direkten Sparse-Solver eingesetzt. Die in Kapitel 3.1 definierte Lastposition LP2 wird durch vier konzentrierte Einzellasten an den jeweiligen Radaufstandspunkten abgebildet. Die Lastposition bezogen auf das Koordinatensystem des FE-Modells entspricht x-=-25,25 m. Die Last infolge der hydraulischen Pressen (Laststufe 5) wurde mit einer Flächenlast mit den Abmessungen 0,2 m × 0,2 m modelliert. Abb. [3(a) - (f)] zeigt die gemessenen Dehnungen [4] sowie die korrespondierenden, numerisch ermittelten Dehnungen an der Unterseite der Betonfertigteile FT2.1, FT2.2 und FT2.3 infolge der zwei Lastpositionen gemäß Kapitel 3.1. Sowohl die gemessenen als auch die berechneten Dehnungen aus Laststufe 5 (s. Abb. [3(a) - (c)]) mit Spitzenwerten von bis zu ca. 5.000-6.000 µm/ m (s.-Abb. [3(a)]) weisen auf einen gerissenen Zustand (Zustand II) der Elemente FT2.1 - FT2.3 hin. Die erkennbaren Abweichungen zwischen den gemessenen und simulierten Dehnungen sind auf Idealisierungen von Materialeigenschaften, Randbedingungen und Lasten im FE-Basismodell zurückzuführen. Die berechneten Dehnungen überschätzen die gemessenen Werte, was auf die reale Rissverteilung im Bauwerk und die damit verbundenen Spannungsumlagerungen zurückzuführen ist (s. Abb. [3(b)]). Die Ergebnisse infolge LP2 (s. Abb. [3(d) - (e)]) zeigen, dass das FE-Basismodell in der Lage ist, die gemessenen Dehnungen mit hoher Genauigkeit abzubilden. Die gemessenen Dehnungen liegen in einem geringen Wertebereich von ca. -50-100-µm/ m. Die simulierten Dehnungsverläufe verlaufen glatt und folgen dem qualitativen Trend der Messdaten. Die maximale Abweichung zwischen gemessenen und simulierten Daten beträgt 10-30 µm/ m und kann als gering eingestuft werden. Lokale Spitzen in den Messdaten, besonders in FT2.1 (s. Abb. [3(d)]), die auf Messrauschen oder sensorbedingte Effekte zurückzuführen sind, werden vom Modell erwartungsgemäß nicht abgebildet. Trotz der Abweichungen infolge Laststufe 5 bildet das FE-Basismodell das Strukturverhalten der ungeschädigten Brücke unter statischer Belastung zuverlässig ab. 5. Schadenssimulation 5.1 Parametrisierung von Schädigungen und Belastungen Fünf Modellparameter wurden in das FE-Basismodell implementiert, die sich in schadens- und lastbezogene Parameter untergliedern. Die Schädigung am Vorspannsystem wird durch drei Parameter charakterisiert: Der Parameter μ D beschreibt die Position des Schadens entlang des Tragwerks, der Parameter σ D definiert die räumliche Ausdehnung (Schadensbreite) des geschädigten Bereichs und der 230 7. Brückenkolloquium - September 2026 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung Parameter p D charakterisiert die Schadensintensität durch eine skalierte Reduktion der modellierten Vorspannkraft. Die lastbezogenen Parameter e L und m L beschreiben die äußeren Einwirkungsbedingungen, wobei e L die Lastposition und m L die Lastgröße repräsentiert. Eine Übersicht der Parameter ist in Tab. [2 ] gegeben. Durch die simultane Berücksichtigung von schadens- und lastbezogenen Parametern wird eine robuste Identifikation struktureller Schädigungen im Kontext der kontinuierlichen Langzeitüberwachung im Rahmen des SHM ermöglicht. Abb. 2: FE-Modell der Forschungsbrücke openBridgeLAB Abb. 3: Vergleich der Dehnungsverläufe aus gemessenen und simulierten Daten (FE-Basismodell) am 06.05.2025 (Laststufe 5, (a) - (c)) und 07.05.2025 (LP2, (d) - (f)) 7. Brückenkolloquium - September 2026 231 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung Tab. 2: Parameterauswahl Modellparameter Physikalische Bedeutung μ D [m] Schadensort in x-Richtung bei Reduktion der Vorspannkraft σ D [m] Räumliche Ausdehnung des Schadens p D [-] Schadensintensität durch Reduktion der Vorspannkraft e L [m] Lastposition in x-Richtung (Mittelpunkt der Last) m L [N] Größe der einzelnen punktförmigen Last 5.2 Implementierung der Modellparameter Die Implementierung der Modellparameter erfolgt mithilfe einer Schadensbzw. Belastungsfunktion. Die mathematischen Beschreibungen der Funktionen sind in Gl. [1] und Gl. [2] dargestellt: [1] [2] Die Schädigung am Vorspannsystem wird durch eine Gauß’sche Glockenkurve charakterisiert (vgl. Abb.-[4(a)] [12]. Hierzu wird die tatsächlich aufgebrachte Vorspannkraft mit dem entsprechenden Funktionswert der Glockenkurve multipliziert, wodurch eine lokale Reduktion der Vorspannung auf Elementebene abgebildet wird. Dieser Ansatz ermöglicht eine kontinuierliche und möglichst realitätsnahe Darstellung des Schadens mit einer vergleichsweise geringen Anzahl an Modellparametern. Zusätzlich werden mit dem gewählten Ansatz durch die kontinuierliche Darstellung Diskontinuitäten im FE-Modell vermieden. Ein beispielhafter Verlauf der Schadensfunktion ist in Abb. [4(a)] dargestellt. Die Implementierung der äußeren Belastung bzw. des Schienenfahrzeugs erfolgt über vier konzentrierte, normierte Einheitslasten. Diese werden mit dem tatsächlichen Wert des zugehörigen Lastparameters m L skaliert. Einheitslasten, die außerhalb des durch den Parameter e L definierten Einflussbereichs liegen, werden mit dem Faktor Null multipliziert und bleiben somit inaktiv. Ein Beispiel für eine entsprechende Belastungsfunktion ist in Abb. [4(b)] dargestellt. Die Belastung infolge der am Stahlrahmen befestigten hydraulischen Presse wurde für die Validierung nicht berücksichtigt. Abb. 4: (a) Schadensfunktion zur Reduzierung der Vorspannkraft (μ D = 20.5-m; σ D = 0.35-m; p D = 0.5); (b) Funktion zur Implementierung der äußeren Belastung (e L = 25.25-m; m L = 12000-N) 5.3 Validierung Die Validierung der Schadenssimulation des Vorspannsystems erfolgt anhand der Schädigung der Drähte 1-bis 7 der Litze 1. Die Schädigung der Litze wurde am 07.05.2026 in dem Zeitraum 12: 30-13: 33 Uhr (UTC+2) durchgeführt. Die Validierung der Schadensmodellierung erfolgt auf Grundlage der Messdaten der Laststellung LP2 (Zeitraum von 14: 22-14: 30 Uhr (UTC+2)). Um den Schaden am Vorspannsystem abzubilden, wurden die Parameter der Schadensfunktion f D (x) (vgl. Abb.-[4(a)]) wie folgt festgelegt: Der Parameter zur Lokalisierung des Schadens entspricht μ D = 20.5-m (bezogen auf das Koordinatensystem des FE-Modells). Die Schadensintensität wurde mit p D = 0.5 definiert, da sich die Schadensfunktion auf die Vorspannkräfte beider Spannglieder bezieht - jedoch nur eines der Spannglieder zu diesem Messzeitpunkt durchtrennt wurde. 232 7. Brückenkolloquium - September 2026 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung Abb. 5: Vergleich der gemessenen und berechneten Dehnungen an der Unterseite von Fertigteil FT2.1 (Sensor: -FT21_BU_1) Die Schadensbreite wurde mit σ D = 0.35-m festgelegt und entspricht dem Bereich der um die Litze entfernten Betondeckung. Die Lastposition wurde mit e L = 25.25-m definiert (bezogen auf das Koordinatensystem des FE-Modells). Die Lastgröße entspricht m L = 12000 N. Vier Einzellasten mit einer Lastgröße je 12000-N entsprechen somit einer Gesamtlast von 4,9-t. Abb. [5] zeigt die gemessenen Dehnungen (schwarz), deren gleitenden Mittelwert (rot) sowie die berechneten Dehnungen aus dem FE-Modell mit der Standardelementgröße von 0,5-m (blau) und mit einem verfeinerten FE-Netz mit einer Elementgröße von 0,2- m (blau, gepunktet). Die Schädigung am Vorspannsystem ist im Bereich x = 20,5 m deutlich zu erkennen. Insgesamt ist das FE-Modell in der Lage den globalen Dehnungsverlauf sowie die lokale Schädigung realitätsnah abzubilden. Die Übereinstimmung mit dem gleitenden Mittelwert der Messdaten ist dabei deutlich genauer als mit den Rohdaten, die infolge von möglichem Messrauschen teilweise ausgeprägte lokale Peaks aufweisen. Im Bereich der Schädigung zeigt sich ein deutlicher Einfluss der Elementgröße auf die numerische Abbildung der lokalen Dehnungsänderung. Während die gewählte Standardelementgröße von 0,5 m den lokalen Peak infolge der Schädigung nur punktuell erfasst, kann dieser mit einer Verfeinerung des FE-Netzes auf 0,2-m wesentlich genauer dargestellt werden (vgl. Abb. [5]). Der Vergleich zwischen der gleitenden Mittelung und den berechneten Dehnungen zeigt in diesem Bereich eine sehr gute Übereinstimmung. Dies ist auf die geringe Ausdehnung des Schadensbereichs von etwa 0,35 m zurückzuführen, der erst durch eine feinere Diskretisierung hinreichend genau abgebildet werden kann. Zusammenfassend zeigt sich, dass die Schadenssimulation mithilfe einer parametrisierten Schadensfunktion lokale Schädigungen zuverlässig darstellen kann. Während die lokalen Dehnungsspitzen im unmittelbaren Schadensbereich durch das FE-Modell nicht vollständig abgebildet werden können, ergibt der Vergleich zwischen den berechneten Dehnungen und dem gleitenden Mittelwert der Messdaten insgesamt eine sehr gute Übereinstimmung. Ein wesentliches Kriterium für eine adäquate Darstellung der Schädigung ist die Elementgröße, da die Genauigkeit einer lokalen Schadensimulation maßgeblich an eine ausreichend feine Diskretisierung gekoppelt ist. Gleichzeitig führt eine Verfeinerung des FE-Netzes zu einer deutlichen Erhöhung der Rechenzeit, was im Rahmen einer zukünftigen Modelladaption berücksichtigt werden muss. 6. Zusammenfassung In diesem Beitrag wurde das FE-Basismodell der Forschungsbrücke openBridgeLAB im Referenzzustand validiert und für den geschädigten Zustand um Modellparameter zur Charakterisierung einer Schädigung am Vorspannsystem und einer äußeren Belastung erweitert. Das entwickelte FE-Basismodell bildet sowohl das Strukturverhalten infolge LP 2 als auch infolge Laststufe- 5 größtenteils mit guter Übereinstimmung zu den gemessenen Dehnungen ab und konnte erfolgreich validiert werden. Die Validierung des erweiterten parametrisierten FE-Modells anhand der erfassten Messdaten zeigt, dass der gewählte Modellierungsansatz mit Schadensfunktionen in der Lage ist, den induzierten Schaden am Vorspannsystem numerisch zuverlässig abzubilden. Damit wird dessen Eignung für den Einsatz im Rahmen eines modellbasierten SHM-Systems mit Schadensdetektion bestätigt. In zukünftigen Arbeiten wird das parametrisierte FE-Modell in ein Dauermonitoring zur automati- 7. Brückenkolloquium - September 2026 233 Nichtlineare FE-Schadensmodellierung von Spannbetonbrücken zur Bauwerksüberwachung sierten Schadensdetektion eingebunden. Hierfür werden weitere Schädigungsmechanismen und deren Implementierung in das FE-Modell untersucht. Lastfälle, z.-B. Temperatur, werden im Rahmen einer Dauerüberwachung in das Modell integriert. Danksagung Die hier vorgestellten Arbeiten sind Teil des Schwerpunktprogramms 2388 (Projekt-Nr.: 501496870) „Hundert Plus - Verlängerung der Lebensdauer komplexer Ingenieurbauwerke durch intelligente Digitalisierung“, das von der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) gefördert wird. Die Autoren danken der DFG für ihre Unterstützung. Literatur [1] Guan, Z.X., Yang, D.H., Yi, T.H., Li, W.J., Li, C., 2024. Bridge finite element model updating using stochastic vehicle-induced static response monitoring data. Engineering Structures 301, 117280. [2] Gonen S., Demirlioglu K., Erduran E. Optimal sensor placement for structural parameter identification of bridges with modeling uncertainties. Engineering Structures, Volume 292, 2023, 116561. [3] Worden, K., Farrar, C.R., Manson, G., Park, G.; The fundamental axioms of structural health monitoring. Proc. A 1 June 2007; 463 (2082): 1639-1664. [4] Richter, B., Ulbrich, L., Collin, F., Kielreiter, A., Kirchner, A., Ganß, M., Wittmann, S., Nöther, N., 2025. Distributed fiber optic sensor data of the open- LAB loading tests from 2025-05-05 to 2025-05-07 [Data set]. OPARA Repository, Technische Universität Dresden. [5] Schnellenbach-Held, M., Sprenger, B., & Otto, M. (2025). A Nonlinear Surrogate-Based Finite Element Model Updating Approach for Prestressed Concrete Bridges. Structural Engineering International, 35(4), 649-661. [6] Eisermann, C., Sprenger, B., Schnellenbach-Held, M., Marx, S., & Kang, C. (2025). Damage Identification Strategies for the Preservation of an Existing PC-Bridge. Structural Health Monitoring 2025. [7] Jansen, A., Herbers, M., Richter, B., Walker, M., Jesse, F., & Marx, S. (2025). Monitoring data of the openLAB research bridge-Part 1: Reference condition. Data in brief, 60, 111624. [8] Herbers, M., Richter, B., Bartels, J.H., Al-Zuriqat, T., Smarsly, K., Marx, S., 2024. openLAB-A large-scale demonstrator for advancing digital twin developments of bridges. In Proceedings of the ReConStruct: Resilient Concrete Structures, Proceedings of the 2024 fib Symposium. Christchurch, New Zealand, 2057-2067. [9] B. Richter, D. Meßerer, M. Herbers, K. Speck, J.-Laukner, C. Gläser, F. Jesse, S. Marx, Monitoring of a prestressed bridge girder with integrated distributed fiber optic sensors, Procedia Struct. Integr. 64 (2024) 1208-1215. [10] Hordijk, D.A., 1992. Tensile and tensile fatigue behaviour of concrete; experiments, modelling and analyses. Heron 37(1), 1-79. [11] A. Chama, S. Gerber and R.-J. Wang, “Newton- Raphson Solver for Finite Element Methods Featuring Nonlinear Hysteresis Models,” in IEEE Transactions on Magnetics, vol. 54, no. 1, pp. 1-8, Jan. 2018, Art no. 7400108. [12] Sprenger, B., & Schnellenbach-Held, M. (2024). Schadensmodellierung mittels nichtlinearer FE- Simulationen zur Bauwerksüberwachung im Rahmen eines Digitalen Zwillings. Oesterle, B., Bögle, A.- Weber, W., Striefler, L.(Hrsg.), Baustatik-Baupraxis, 15, 517-524. 7. Brückenkolloquium - September 2026 235 Kalibrierung von Tragwerksmodellen und Identifikation von Schäden am Beispiel der Forschungsbrücke openLAB Validierung und Praxistransfer Dr.-Ing. Wassim Abu Abed InfoGraph GmbH, Aachen Dipl.-Ing. Olaf Jüntgen InfoGraph GmbH, Aachen Zusammenfassung In diesem Beitrag wird dargestellt, wie ausgehend von den Planunterlagen eine mögliche methodische Vorgehensweise zur Kalibrierung eines Tragwerksmodells und zur Identifikation von Schäden aussehen kann. Mit Hilfe der Belastungsversuche und der gewonnenen Messdaten aus dem Forschungsbrücke openLAB und unter Einsatz eines einfachen und effizienten populationsbasierte FEM-Updating-Verfahrens wird die Übereinstimmung bestimmter Eigenschaften des Tragwerks mit den Planunterlagen überprüft. Im Verdachtsfall werden diese Eigenschaften des Tragwerksmodells dementsprechend kalibriert. Als Nächstes wird am Beispiel der eingeführten Schädigung an der Forschungsbrücke aufgezeigt, wie diese identifiziert und lokalisiert und anschließend in dem FEM-Modell quantitativ integriert werden können. 1. FEM-Updating-Verfahren In [1] und [2] wurde ein neues FEM-Updating-Verfahren als parametrischer Modellierungsansatz zur Systemidentifikation beschrieben. Dieses Verfahren setzt eine einfache und effiziente populationsbasierte Methode der globalen Optimierung über kontinuierliche Räume ein. Das FEM-Updating als parametrischer Modellierungsansatz zur Systemidentifikation ist im Grunde eine Optimierungsaufgabe mit einer Prediction-Error-Funktion, die durch gegeben ist. Dabei ist u die gemessene und ū die berechnete Antwort des Systems. x ist der anzupassende Vektor der Modellparameter. Bei einem Vektor von Parametern x aus einem bestimmten Definitionsbereich D besteht das Ziel der Optimierung in der Minimierung des Fehlers E. Dieses Ziel kann somit wie folgt formuliert werden: Bei einem FEM-Updating hängt die Prediction-Error- Funktion von dem Parametervektor meistens nicht linear ab. Für die Bestimmung des Parametervektors mit dem global minimalen Wert der Prediction-Errror-Funktion ist die Anwendung einer numerischen Optimierungsmethode notwendig. Für die Lösung des vorliegenden Minimierungsproblems wird ein evolutionärer Algorithmus, die sogenannte Differential Evolution (Kurz: DE), verwendet. Die DE ist ein einfaches und effizientes adaptives populationsbasiertes Verfahren zur globalen Optimierung über kontinuierliche Räume [3]. Populationsbasierte Optimierungsverfahren sind berechnungsintensiv. Die Laufzeit des hier verwendeten DE-Algorithmus hängt von der Anzahl der FEM-Berechnungen ab, die durchgeführt werden müssen, um den optimalen Parametervektor zu finden. Diese Zeit berechnet sich aus NUM fem = N · g, wobei N die Anzahl der Vektoren in der Population und g die Anzahl der Anpassungszyklen bis zum Erreichen des Optimums ist. Eine Verringerung entweder der Anzahl der Vektoren N oder der Anzahl der Zyklen g bzw. idealerweise beider wird die Berechnungszeit effektiv reduzieren. Bei der DE ist die Anzahl der Vektoren N proportional zur Dimension des Suchraums d, d. h. der Anzahl der im Parametervektor anzupassenden Werte. Somit ist eine Verringerung von d gleichbedeutend mit einer Verringerung von N. Eine oder mehrere Komponenten des Parametervektors entsprechen einem oder mehreren Parametern eines finiten Elementes im FEM-Modell der betreffenden Struktur. Durch eine Verringerung der Anzahl der finiten Elemente kann die Dimension des Suchraums ebenfalls reduziert werden. Dies kann jedoch nur bis zu einer bestimmten Grenze erfolgen, damit die Genauigkeit der FEM-Lösung akzeptabel bleibt. In der Regel muss immer noch eine beträchtliche Anzahl von Elementen und damit die entsprechenden Parameterwerte angepasst werden. Eine Vereinfachungsmaßnahme, die die Dimension d des Suchraums reduziert, ist die Verwendung von kontinuierlichen Interpolationsfunktionen mit wenigen Stützpunkten. An den Stützpunkten werden die Werte der Parameter angepasst und dann für jedes finite Element interpoliert. Dadurch reduziert sich die Dimension des Suchraums. Die Shepard-Interpolationsmethode [4] bie- 236 7. Brückenkolloquium - September 2026 Kalibrierung von Tragwerksmodellen und Identifikation von Schäden am Beispiel der Forschungsbrücke openLAB tet hierfür einfache netzfreie Interpolationsfunktionen. Diese Funktionen sind mindestens stetig und im allgemeinen Fall glatt, d. h. stetig differenzierbar. Für eine detaillierte Beschreibung und Diskussion von Shepard- Interpolationsfunktionen werden die Referenzen [4] und [5] empfohlen. Die Anwendbarkeit des Verfahrens wurde in [1] und [2] anhand dreier Beispiele mit aus numerischen Simulationen künstlich generierten Messdaten verifiziert. Abb. 1 zeigt ein geschädigter Einfeldbalken von 10 m Länge. In Abb. 2 ist exemplarisch die aufgetragene Einzellast sowie die Messstellen mit Verschiebungswerte aufgezeigt. In Abb. 3 ist die ermittelter E-Modul dargestellt. Abb. 1: Balken mit Schädigung und Position der Sensoren Abb. 2: Einzellast und ‚gemessene‘ Verformungen Abb. 3: Ermittelter E-Modul In diesem Beitrag wird nun die Anwendbarkeit des Verfahrens anhand realer Sensordaten am Beispiel der Forschungsbrücke openLAB [6] demonstriert. Es wird die Fähigkeit des Verfahrens aufgezeigt, einerseits Schädigungen zu erkennen und zu lokalisieren, andererseits das FEM-Modell so zu kalibrieren, dass diese Schädigungen im Modell abgebildet werden. 2. Forschungsbrücke openLab Bei der openLAB Forschungsbrücke handelt es sich um eine dreifeldrige Spannbetonbrücke, die insgesamt ca. 45 m lang und 4,5 m breit ist. Die Felder 1 und 2 sind aus jeweils drei 1,5 m breiten Fertigteilen mit Plattenbalkenquerschnitt und klassischer Verbundplatte in Ortbeton hergestellt. Im dritten Feld sind Fertigteile eines Schnellbausystems ohne Ortbetonergänzung eingesetzt. In diesem Beitrag werden lediglich die Felder 1 und 2 untersucht. Abb. 4 zeigt das Tragwerksmodell der beiden ersten Felder der Brücke. Abb. 4: Tragwerksmodell Feld 1 und Feld 2 - openLAB Umfangreiche Messungen und Untersuchungen wurden an der Brücke durchgeführt und somit eine einmalige Datenbasis für die Validierung von Schadensdetektions- und Auswertemethoden unter realen Umweltbedingungen am großmaßstäblichen Modell geschaffen. Ausführliche Beschreibung der Brücke und der durchgeführten Untersuchungen sind in [6], [7], [8] und [9] zu finden. 3. Von den Planunterlagen zum kalibrierten Model In diesem Beitrag wird demonstriert, wie ausgehend von den Planunterlagen eine mögliche methodische Vorgehensweise zur Kalibrierung eines Tragwerksmodells und zur Identifikation von Schaden aussehen kann. Mit Hilfe der gewonnenen Messdaten aus dem openLAB und unter Einsatz des FEM-Updating-Verfahrens wird die Übereinstimmung bestimmter Eigenschaften des Tragwerks mit den Planunterlagen überprüft. Im Verdachtsfall werden diese Eigenschaften des Tragwerksmodells dementsprechend kalibriert. Als Nächstes wird am Beispiel der eingeführten Schädigung an der Forschungsbrücke aufgezeigt, wie diese identifiziert und lokalisiert und anschließend in dem FEM-Modell quantitativ integriert werden können. Die numerischen Untersuchungen werden konkret anhand der Datensätze des openLABs [7] [8] [9] in der Zeit von 01-02-2024 bis 31-10-2024 und während der Großversuchskampange von 05-05-2025 bis 07-05-2025 durchgeführt. Es werden lediglich die Verschiebungs- und Neigungsdatensätze in der Kalibrierungs- und Updatingsvorgänge einbezogen. Zur globalen Kalibrierung des Tragwerks und zur Quantifizierung der Bestandschäden im Feld 1 der Brücke werden die Daten aus den Belastungsfahrten im ungeschädigten Zustand in der Zeit von 05-06-2024 bis 31-10-2024 und am ersten Tag (05- 05-2025) der Großversuchskampange [8] sowie die Daten aus dem Belastungstest am Fertigteil FT2.1 im Feld 2 der Brücke am 06-05-2025 eingesetzt. Zur Erkennung und Quantifizierung der im Rahmen des Großversuchs eingeführten Schäden werden die Datensätze vom 07-05-2025 aus den Belastungsfahrten eingesetzt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 237 Kalibrierung von Tragwerksmodellen und Identifikation von Schäden am Beispiel der Forschungsbrücke openLAB Literatur [1] Wassim Abu Abed. Differential Evolution for Finite Element Model Updating: Algorithm and Application in Structural Analysis. EWSHM 2024, 2024. [2] Wassim Abu Abed und Olaf Jüntgen. Systemidentifikation zur realitätsnahen Abbildung von Bestandsbrücken: Überblick, Implementierung und Beispiele. 6. Brückenkolloquium, Ostfildern, 2024. [3] K. Price, R. Storn and J. Lampinen. Differential Evolution: A Practical Approach to Global Optimization. Springer-Verlag, 2005. [4] D. Shepard. A two-dimensional interpolation function for irregularly-spaced data. ACM ’68: Proceedings of the 1968 23rd ACM national conference, Jan. 1968, pp. 517-524. [5] P. Milbradt. Algorithmische Geometrie in der Bauinformatik, Habilitationsschrift. Institut für Bauinformatik der Universität Hannover, 2001. [6] Max Herbers et al. openLAB - Eine Forschungsbrücke zur Entwicklung eines digitalen Brückenzwillings. Beton- und Stahlbetonbau 119 (2024), Heft 3. Ernst & Sohn GmbH, 2024. [7] Jansen et al. Monitoring Data of the openLAB Research Bridge (2024-02-01 to 2024-10-31) and building information.[https: / / opara.zih.tu-dresden. de/ handle/ 123456789/ 1048] Technische Universität Dresden, 2025. [8] Richter et al. Experimental procedure for the tests on the openLAB from 2025-05-05 to 2025-05-07. [https: / / opara.zih.tu-dresden.de/ handle/ 123456789/ 1828] Technische Universität Dresden, 2025. [9] Max Herbers et al. Monitoring Data of the openLAB Research Bridge - Load Test on PE 2.1. [https: / / opara.zih.tu-dresden.de/ handle/ 123456789/ 1485] Technische Universität Dresden, 2025. 7. Brückenkolloquium - September 2026 239 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken als Grundlage zur Priorisierung von Maßnahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer Malay Mishra Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Lydia Puttkamer Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Dieter von Weschpfennig Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Zusammenfassung Das stetig steigende Bauwerksalter sowie das zunehmende Transportaufkommen auf den Bundesfernstraßen führen dazu, dass insbesondere ältere Brückenbauwerke einer wachsenden Beanspruchung ausgesetzt sind. Gleichzeitig haben sich die Anforderungen an die Nachweisführung durch weiterentwickelte Regelwerke deutlich verändert. Diese Entwicklungen führen dazu, dass bestehende Spann- und Stahlbetonbrücken häufig nicht mehr die heute im Neubau geforderten Konstruktions- und Leistungsanforderungen erfüllen. Die Nachrechnungsrichtlinie bietet hierbei einen systematischen Ansatz, um die Tragfähigkeit solcher Bestandsbauwerke verlässlich zu bewerten. Der vorliegende Beitrag untersucht rechnerische Defizite in rund 300 Nachrechnungen von Massivbrücken der Bundesfernstraßen, die nach Einführung der 1. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie im Jahr 2015 durchgeführt wurden. Der Fokus liegt auf Nachweisen der Nachweisstufe 2. Es werden typische Brückentypen (Baujahr, Überbauquerschnitt, Längenklasse) der Bauwerke der Bundesfernstraßen herausgearbeitet und die charakteristische Verteilung der Defizite identifiziert. Ziel der Untersuchung ist es, konstruktionsbedingte und baujahrestypische Defizite zu erkennen und auf dieser Grundlage weitere Maßnahmen zur Restnutzungsdauerverlängerung abzuleiten. Im Beitrag werden beispielhaft innovative Projekte zur Verlängerung der Restnutzungsdauer der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen vorgestellt. Die Ergebnisse sollen dazu beitragen, zukünftige Maßnahmen effizienter zu priorisieren und langfristig die Sicherheit und Leistungsfähigkeit des Brückenbestands zu gewährleisten. 1. Einführung Der zunehmende Verkehr auf den Bundesfernstraßen stellt immer höhere Anforderungen an die alternden Brückenbauwerke. Zahlreiche Spannbeton- und Stahlbetonbauwerke, die nach früheren Normen und Regelwerken errichtet wurden, sind heute Beanspruchungen ausgesetzt, die über die ursprünglichen Berechnungen hinausgehen. Da sich die Regelwerke für die statische Berechnung weiterentwickelt haben, zeigen Nachrechnungen häufig, dass diese Brücken die aktuellen Anforderungen an Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit nicht mehr erfüllen. Sobald solche rechnerischen Defizite nach der Nachrechnung festgestellt werden, müssen die Infrastrukturbetreibenden zwischen Maßnahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer und einem vollständigen Ersatzneubau entscheiden. Der Ersatzneubau ist aufgrund erheblicher Kosten und Verkehrsbeeinträchtigungen oft weder finanziell machbar noch gesellschaftlich vertretbar. Die Gewährleistung der Sicherheit, Verfügbarkeit und Wirtschaftlichkeit von bestehenden Brücken durch zielgerichtete Maßnahmen ist daher für die Infrastrukturbetreibenden in Deutschland zu einer Priorität geworden. Die Grundlage für diesen Beitrag bildet die Nachrechnungsrichtlinie [1], die einen systematischen vierstufigen Rahmen für die Bewertung bestehender Brückenbauwerke bietet. Stufe 1 gilt für bestehende Bauwerke unter Anwendung der aktuellen Normen für den Neubau von Brücken (DIN-Fachberichte/ Eurocode), während Stufe 2 spezielle, die Stufe 1 ergänzende Regelungen für bestehende Bauwerke einführt, wie z.-B. reduzierte Steifigkeiten bei der Ermittlung von Zwangschnittgrößen oder angepasste Winkel der Druckstreben beim Querkraftnachweis. Wenn die Stufe-2-Nachweise für das Ziellastniveau LM1 nicht erfüllt werden, kann in Abstimmung mit der obersten Baubehörde die Bewertung mit einem abgeminderten Ziellastniveau in Verbindung mit Kompensationsmaßnahmen fortgesetzt werden. Darüber hinaus sehen die Stufen 3 und 4 ergänzende Nachweise vor, wie z. B. wissenschaftliche Methoden, vorbehaltlich der Zustimmung der zuständigen Behörden. Die Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt) führt eine umfassende Brückenstatistik [2], die Stand September 2025 ungefähr 40.000 Brücken der Bundesfernstraßen in Deutschland erfasst. Die Daten- 240 7. Brückenkolloquium - September 2026 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken bank beinhaltet u.-a. Baujahr, Brückentyp, Längenklasse, Baustoff und Zustandsnoten und zeigt damit die Verteilung der Brücken auf die verschiedenen Merkmals-Kategorien. Dieser Datensatz bildet die empirische Grundlage für die Priorisierung von Bewertungs- und Nutzungsdauerverlängerungsmaßnahmen im gesamten Bundesfernstraßennetz. Im Rahmen des mFUND-geförderten Projekts „AN- YTWIN - Entwicklung und Standardisierung von Methoden zur messdatengestützten Tragsicherheitsbewertung von Straßenbrücken und die Integration in digitale Zwillinge“ [3] wurden etwa 300 Brückennachrechnungen hinsichtlich bautechnischer Merkmale und Nachweisdefizite ausgewertet. Berücksichtigt wurden ausschließlich Nachrechnungen nach der 1. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie, um mögliche Veränderungen in den Nachrechnungsergebnissen zu Nachrechnungen nach [1] herauszuarbeiten. Zudem beschränkte sich die Auswertung auf Spannbeton- und Stahlbetonbrücken, da diese mit einem Flächenanteil von 85,5-% im deutschen Bundesfernstraßennetz überwiegen. Dieser auf bereitete Datensatz bildet in Korrelation mit der Brückenstatistik der BASt [2] die empirische Grundlage dieses Beitrags. In diesem Beitrag werden typische bautechnische und altersbedingte Defizite bestehender Brücken ermittelt und innovative Maßnahmen zur Verlängerung ihrer Restnutzungsdauer aufgezeigt. Anhand von Forschungsprojekten der BASt wird dargestellt, welche Maßnahmen zur Restnutzungsdauerverlängerung möglich sind, nachdem bei Nachberechnungen rechnerische Defizite festgestellt wurden. Die rechtzeitige Erkennung von Defiziten ist von entscheidender Bedeutung, da Brücken mit erheblichen Defiziten dringend Maßnahmen erfordern, um weiterhin einen sicheren Betrieb zu gewährleisten und einen vorzeitigen Ersatzneubau zu vermeiden. Die Ergebnisse sollen Infrastrukturbetreibende dabei unterstützen, zukünftige Maßnahmen effektiver zu planen, und einen Beitrag zur langfristigen Sicherheit und Leistungsfähigkeit des Brückenbestands auf Bundesfernstraßen in Deutschland leisten. 2. Typische Stahlbeton- und Spannbetonbrücken und ihre rechnerischen Defizite 2.1 Allgemein Von den Betonbrücken der Bundesfernstraßen entfallen jeweils 32-% auf Platten- und Plattenbalkenbrücken, während 26-% als Rahmensysteme ausgeführt wurden (Datengrundlage nach [2]). Hohlkastenbrücken sowie sonstige Bauwerksarten machen jeweils ca. 5-% des Bestands aus. Hinsichtlich der Bauwerkslängen gehören mehr als 50-% der Brücken zur Längenklasse zwischen 5- m und 30- m, während lediglich rund 7- % eine Länge von über 100 m aufweisen.-Die zeitliche Einordnung der Bauwerkezeigt, dass ein Großteil der Brücken in den Zeiträumen von 1970 bis 1984 sowie von 1995 bis 2004 errichtet wurde, vgl. Abb. 1. Wird das statische Längssystem betrachtet, ergibt sich, dass 38- % der Brücken als freiaufliegende Einfeldträger ausgeführt sind. Jeweils 28- % entfallen auf mehrfeldrige Durchlaufträger bzw. Rahmensysteme. Ein geringerer Anteil von 4-% besteht aus Mehrfeldträgern ohne Durchlaufwirkung, während sonstige Tragsysteme etwa 2 % ausmachen. Abb. 1: Verteilung der Massivbrücken aus der Brückenstatistik nach Altersklassen (Datengrundlage nach [2]) Während die Brückenstatistik einen umfassenden Überblick über den Bestand liefert, erfordert die Untersuchung typischer Defizite eine erweiterte Datengrundlage. Diese wurde im Rahmen des Verbundforschungsvorhabens ANYTWIN entwickelt. Eine umfangreiche Auswertung der rechnerischen Defizite in Nachrechnungen der Nachweisstufe 2 von Spann- und Stahlbetonbrücken nach Einführung der 1. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie im Jahr 2015 sowie die Hintergründe der Defizite kann [4] entnommen werden. In dieser Analyse werden auf Basis der Daten aus der Brückenstatistik charakteristische Bauwerkstypen von Stahlbeton- und Spannbetonbrücken identifiziert. Die Bauwerkstypen werden anhand von Merkmalen wie Altersklasse, Längenklasse, Bauwerksart und statischem Längssystem gebildet. Darauf auf bauend erfolgt innerhalb dieser Bauwerkstypen eine systematische Untersuchung der rechnerischen Defizite der Nachweise in Tab. 1 anhand der vorliegenden Nachrechnungen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 241 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken Tab. 1: Erläuterung der Abkürzungen für die Nachweise Abkürzung Nachweis M Biegetragfähigkeit in Längsrichtung VRd Querkrafttragfähigkeit in Längsrichtung Tlängs Torsionslängsbewehrung GA Gurtanschluss Erm.längs Ermüdung außerhalb von Koppelfugen in Längsrichtung Erm.-Kop. Ermüdung von Koppelfugen SpRK Ankündigungsverhalten Spannungsrisskorrosion Mquer Biegetragfähigkeit in Querrichtung VRd,quer Querkrafttragfähigkeit in Querrichtung Erm.quer Ermüdung außerhalb von Koppelfugen in Querrichtung 2.2 Typische Bauwerke aus den Baujahren 1970 bis 1979 Ein typisches Bestandsbauwerk aus dem Baujahr 1970 - 1979 wurde einfeldrig (41-% der Bauwerke aus den Baujahren 1970 bis 1979 sind Einfeldträger), mit einer Länge zwischen 5-m und 30-m (48-%) und als Plattenbalkenbrücke (36-%) errichtet. Auch die Ausbildung als Plattenbrücke (37-%) sowie als Durchlaufträger (34-%) war zu dem Zeitpunkt üblich. In der vorhandenen Datenbank mit Nachrechnungen sind Nachrechnungsergebnisse zu 162 Teilbauwerken aus den Baujahren 1970 bis 1979 verfügbar. Von diesen Bauwerken weisen 72- % ein vorhandenes rechnerisches Defizit auf. Die meisten rechnerischen Defizite treten in den Nachweisen der Koppelfugenermüdung (54- % haben rechnerische Defizite), der Querkraftbewehrung (46-%) sowie der Ermüdung in Längsrichtung (43-%) auf, vgl. Abb. 2. Abb. 2: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit den Baujahren 1970 bis 1979 2.3 Typische Bauwerke aus den Baujahren 1995 bis 2004 In den Jahren 1995 bis 2004 wurden ebenfalls über die Hälfte der neuen Brücken mit einer Länge von 5-m bis 30-m errichtet (52-%). Mit 38-% wurden die Plattenbalkenbrücken als häufigste Bauart gewählt. Jedoch ist die Bauart Rahmenbrücke gegenüber den Baujahren 1970 - 1979 häufiger (1970 - 1979: 18-%; 1995 - 2004: 28-%). Die meisten Bauwerke wurden als freiaufliegender Einfeldträger (35-%) oder Durchlaufträger (32-%) ausgebildet. Unter den zehn vorliegenden Nachrechnungs-ergebnissen aus den Baujahren 1995 bis 2004 befinden sich sieben Bauwerke mit einer Länge von 5 m bis 30-m. Alle Bauwerke wurden als Platten- oder Plattenbalkenbrücke ausgeführt. Dabei sind acht Bauwerke freiaufliegende Einfeldträger. Die Nachrechnungsergebnisse sind vor dieser eingeschränkten Stichprobe zu bewerten. Diese ist darauf zurück zu führen, dass für viele dieser Bauwerke aufgrund ihres geringen Alters noch keine Nachrechnung durchgeführt wurde. Fünf der Bauwerke (50-%) weisen ein rechnerisches Defizit auf. Dabei sind die Nachweise Torsion (67-%) und Ermüdung in Längsrichtung (25- %) sowie Biegung in Querrichtung (20- %) am häufigsten nicht erfüllt, vgl. Abb. 3. Die Defizite der Querkrafttragfähig (10-%) haben sich gegenüber den Baujahren 1970 bis 1979 stark reduziert. Dies ist auf die geänderten Bemessungsregelungen (z.-B. seit 1979 Ansatz einer veränderlichen Neigung der Druckstrebe) [5] sowie der Einführung der Brückenklasse 60/ 30 in den 1980er Jahren zurück zu führen. Abb. 3: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit den Baujahren 1995 bis 2004 2.4 Typische Bauwerke mit der Längenklasse 5-m bis 30 m Bauwerke mit einer Längenklasse von 5-m bis 30-m werden vorwiegend als Plattenbrücke (46-%), als Rahmensystem (30-%) oder als Plattenbalkenbrücke (19-%) ausgebildet. Die meisten dieser Brücken wurden in den Jahren 1965 bis 1979 oder 1995 bis 2004 und als freiaufliegender Einfeldträger (63-%) errichtet. Ca. 60-% der Bauwerke aus den 88 vorliegenden Nachrechnungen weisen mindestens ein rechnerisches Defizit auf. Die häufigsten Defizite treten in den Nachweisen Biegung in Querrichtung (39-%) und Ermüdung in Längs- (27- %) und Querrichtung (34 %) auf, vgl. Abb. 4. 242 7. Brückenkolloquium - September 2026 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken Abb. 4: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit einer Längenklasse von 5-m bis 30 m 2.5 Typische Plattenbrücken Etwa vier von fünf Plattenbrücken im Bestand der Bundesfernstraßen wurden als freiaufliegender Einfeldträger ausgebildet. Die meisten dieser Bauwerke wurden in den Jahren 1965 bis 1979 (39-%) mit einer Länge von 5-m bis 30-m (74-%) errichtet. 41-% der 73 Bauwerke mit vorliegenden Nachrechnungen weisen mindestens ein rechnerisches Defizit auf. Der Nachweis der Biegung in Querrichtung ist in 44-% der Nachrechnungen nicht erfüllt. Auch die Nachweise Ermüdung in Längsrichtung (29-%) und Querkraft in Querrichtung (27-%) weisen häufig rechnerische Defizite auf, vgl. Abb. 5. Abb. 5: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit Plattenquerschnitt 2.6 Typische Plattenbalkenbrücken Von den Plattenbalkenbrücken im Bestand der Bundesfernstraßen wurden ca. 55-% als Mehrfeldträger mit Durchlaufwirkung und 34- % als freiaufliegender Einfeldträger ausgebildet. Die Verteilung der Längenklassen, vgl. Abb. 6, zeigt, dass Plattenbalkenbrücken auch bei größeren Längen als Plattenbrücken eingesetzt werden. 36-% der Plattenbalkenbrücken wurden in den Jahren 1970 - 1984 gebaut. Abb. 6: Verteilung der Bauwerke mit Plattenbalkenquerschnitt nach Längenklassen 101 (73-%) der 139 Bauwerke mit vorliegenden Nachrechnungsergebnissen weisen mindestens ein rechnerisches Defizit auf. Dies ist eine deutliche Steigerung gegenüber der meist kürzeren Plattenbrücken. Mögliche Ursachen können sein: • Bei kürzeren Brücken steigen die Verkehrsbelastungen nur durch steigende Achslasten, nicht jedoch durch die Anzahl der Fahrzeuge, die gleichzeitig auf die Brücke einwirken, da die Anzahl der Fahrzeuge, die gleichzeitig auf die Brücke einwirken können, durch die Brückenlänge begrenzt wird. • Unter den Plattenbrücken, gibt es weniger Spannbetonbrücken. Stahlbetonbrücken wurden bereits früher für den gerissenen Zustand bemessen als Spannbetonbrücken, da bei diesen lange von einem „rissefreien“ Spannbeton ausgegangen wurde [6]. Aus diesem Grund wurden bei älteren Spannbetonbrücken aus heutiger Sicht zu geringe Bewehrungsmengen eingebaut, was zu rechnerischen Defiziten führt. Der Nachweis der Koppelfugenermüdung wurde mit 57-% am häufigsten nicht erfüllt. Einen ebenfalls hohen Anteil an rechnerischen Defiziten weisen die Nachweise Querkraft in Längsrichtung (46-%), Ermüdung in Längsrichtung (39-%) und Biegung in Querrichtung (31-%) auf, vgl. Abb. 7. Abb. 7: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit Plattenbalkenquerschnitt 7. Brückenkolloquium - September 2026 243 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken 2.7 Typische Hohlkastenbrücken Eine typische Hohlkastenbrücke im Bestand ist 100-m bis 500-m lang (59-%), wurde als Durchlaufträger (88-%) errichtet und in den Jahren 1965 bis 1984 (59-%) gebaut. 98-% der Bauwerke wurden in Spannbetonbauweise errichtet. Insgesamt liegen zu 61 Bauwerken mit Hohlkastenquerschnitt Nachrechnungsergebnisse vor, wovon 89-% mindestens ein rechnerisches Defizit aufweisen. Da es sich hauptsächlich um lange Brücken mit mehreren Feldern handelt, sind die Defizite in den Nachweisen Querkraft in Längsrichtung (73-%) und Ermüdung in Längsrichtung (45- %) häufiger als bei Platten- und Plattenbalkenbrücken, vgl. Abb. 8. Da die Hohlkastenbrücken einen Anschluss zwischen Bodenplatte und Steg aufweisen, welcher nach [7] häufig zu rechnerischen Defiziten führt, ist bei Hohlkästen die Defizitwahrscheinlichkeit im Nachweis des Gurtanschlusses häufiger als bei anderen Querschnittsformen (30-%). Abb. 8: Rechnerische Defizite der nachgerechneten Bauwerke mit Hohlkastenquerschnitt 2.8 Zusammenfassung In Abhängigkeit von Baujahr, Bauwerkstyp, Längenklasse und statischem Längssystem treten unterschiedliche rechnerische Defizite in verschiedener Häufigkeit auf. Zu den nach [4] am häufigsten festgestellten Defiziten mit zugleich hohen Ausnutzungsgraden zählen insbesondere die Nachweise der Querkraft in Längsrichtung, des Gurtanschlusses sowie der Koppelfugenermüdung. Eine Möglichkeit zur Verlängerung der Restnutzungsdauer der betroffenen Bauwerke ist daher die Anwendung innovativer Erhaltungs- und Verstärkungsmaßnahmen. 3. Innovative Maßnahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer 3.1 Allgemein Werden bei der Nachrechnung Nachweisdefizite in der ersten Stufe festgestellt, kommt ein mehrstufiges Nachweisformat zum Einsatz. Wenn die Nachweise der Stufe 2 nicht erbracht werden können, können neben der Einstufung in eine niedrigere Brückenklasse auch Kompensationsmaßnahmen wie bspw. Verkehrsbeschränkungen und Monitoring ergriffen werden. Gegebenenfalls können nach Genehmigung durch die übergeordneten Behörden erweiterte Nachweismethoden, darunter die Berücksichtigung von Messwerten (Stufe 3) und wissenschaftliche Nachweismethoden (Stufe 4), angewendet werden. Bei bestehenden Defiziten können Verstärkungs- oder Instandsetzungsmaßnahmen erforderlich sein, um die Tragfähigkeit sicherzustellen. Ist eine Verstärkung technisch umsetzbar, aber unwirtschaftlich, oder wenn alle Nachweisstufen nicht erfüllt werden, wird ein Ersatzneubau notwendig. Bei der Maßnahmenauswahl werden Sicherheit, wirtschaftliche und technische Machbarkeit sowie Auswirkungen auf den Verkehr gegeneinander abgewogen, wobei nach Möglichkeit der Verlängerung der Nutzungsdauer Vorrang gegeben wird [8]. Neben bereits bewährten Verfahren, können auch innovative Ansätze zur Verlängerung der Restnutzungsdauer eingesetzt werden. So ermöglichen bspw. verteilte faseroptische Sensoren (DFOS) eine kontinuierliche, hochauflösende Überwachung und unterstützen die Zustandsbewertung sowie die frühzeitige Erkennung von Schäden. Ergänzend zu Monitoringmaßnahmen bieten auch innovative Verstärkungsverfahren mit neuartigen Materialien wie Carbonbeton und Ultrahochfestem Beton (UHFB) ein erhebliches Potential zur Restnutzungsdauerverlängerung. In den folgenden Abschnitten werden laufende Forschungsprojekte der BASt vorgestellt, die diese innovativen Maßnahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer von Brücken untersuchen. 3.2 Messwertgestützte Nachweisführung Im Rahmen des vom mFUND geförderten Projekts AN- YTWIN soll eine Methode zur messwertgestützten Tragsicherheitsbewertung von Straßenbrücken entwickelt und standardisiert sowie in digitale Zwillinge integriert werden. Auf Grundlage einer Analyse des Brückenbestands wurden die maßgebenden Versagensmechanismen identifiziert, die häufig Ursache rechnerischer Defizite sind. Im Rahmen des Projekts ANYTWIN werden fünf dieser Mechanismen detailliert untersucht: Ermüdung von Koppelfugen, Spannungsrisskorrosion und Querkraftversagen bei Spann- und Stahlbetonbrücken sowie Beul- und Ermüdungsversagen bei Stahlbrücken. Die Versagensmechanismen werden hinsichtlich ihrer Einflussgrößen untersucht und Monitoringkonzepte zur Erfassung der messbaren Größen entwickelt. Auch die Standardisierung von Ausschreibungen für die entsprechenden Monitoringkonzepte sowie die Integration der messwertgestützten Nachweise in Digitale Zwillinge werden angestrebt. Im Ergebnis wird eine Handlungsempfehlung für die fünf ausgewählten messwertgestützten Nachweise entwickelt. Mit dieser soll eine genauere Bewertungsgrundlage für Nachrechnungen nach Stufe 3 entstehen und so die Restnutzungsdauer von Brückenbauwerken verlängert werden. 3.3 Innovative Verstärkung von Betonbrücken Aufgrund der Weiterentwicklung von Betonen und nichtmetallischer Bewehrung ist die Verstärkung von Betonbrücken durch die Verwendung von Carbonbeton und UHFB möglich. Zur Verstärkung mit Carbonbeton hat das Deutsche Institut für Bautechnik (DIBt) bereits die All- 244 7. Brückenkolloquium - September 2026 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken gemein bauaufsichtliche Zulassung (AbZ)/ Allgemeine Bauartgenehmigung (ABg) Z-31.10-182 CARBOrefit®- Verfahren zur Verstärkung von Stahlbeton mit Carbonbeton erteilt. Auf dieser Basis wurde die Verstärkung einer Brücke über die Nidda im Zuge der BAB 648 konzipiert [9]. Bei dieser Brücke konnte kein ausreichendes Ankündigungsverhalten hinsichtlich Spannungsrisskorrosion nachgewiesen werden. Die Verstärkung mit Carbonbeton erfolgte über die gesamte Fahrbahnplattenbreite und an der Unterseite der Plattenbalkenstege, um ein ausreichendes Ankündigungsverhalten sicherzustellen. Auf die verstärkte Fahrbahnplatte wurde ein bituminöser Belag eingebaut. Da die AbZ/ ABg den Verwendungs-/ Anwendungsbereich des Brückenbaus nicht vollständig abdeckt, wurde das Verfahren Zustimmung im Einzelfall (ZiE) / vorhabenbezogenen Bauartgenehmigung (vBg) erforderlich. In diesem Verfahren wird die BASt regelmäßig vom Bundesministerium für Verkehr (BMV) beauftragt eine fachtechnische Stellungnahme vorzunehmen. Eine weitere Brücke, die mit Carbonbeton verstärkt wird, ist die Donaubrücke in Donauwörth bei der rechnerische Defizite in der Biegetragfähigkeit und der Torsionslängsbewehrung festgestellt wurden. Für die Verstärkung der Stege und der Bodenplatte des Hohlkastens mit Carbonbeton hat das BMV unter Einbeziehung der BASt ebenfalls die ZiE/ vBg erteilt. Die erste Verwendung von UHFB im Brückenbau im Bundesfernstraßennetz erfolgte beim Pilotprojekt Brücke Lehnerz in Hessen [10]. Bei dem Brückenneubau wurde eine 10 cm dicke Schicht UHFB über Fertigteilträgern eingebaut. Auf die UHFB-Schicht erfolgte der Einbau eines bituminösen Belags. Bei der Auf betonverstärkung einer Autobahnbrücke im Zuge der Bundesautobahn (BAB) 9 bei Bayreuth, werden die bituminöse Abdichtung und der Belag durch UHFB ersetzt [11]. Mit dieser Verstärkungsmaßnahme wurde dem unzureichenden Durchstanz- und Ermüdungswiderstand sowie der Überschreitung der Rissbreite im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit des Überbaus begegnet. Die Sicherstellung der Verkehrssicherheit wurde durch Grinding erreicht. Die fehlenden Regelungen für das Bauprodukt UHFB sowie die konstruktive Durchbildung und Ausführung mit UHFB haben das Verfahren zur Erlangung einer ZiE/ vBg erforderlich gemacht. Nach Bewährung der Verstärkung von Betonbrücken mit Carbonbeton und UHFB und der abschließenden Erarbeitung von Regelungen für die Produkte und die konstruktive Durchbildung und Ausführung ist die Verankerung als Regelverstärkungstechnik in den ZTV-ING, Teil 3 Abschnitt 6 Verstärken von Betonbauteilen vorgesehen. 3.4 Projekte aus dem Innovationsprogramm Straße Im Rahmen des zweiten Förderaufrufs „Restnutzungsdauerverlängerung von Brückenbauwerken“ des Innovationsprogramms Straße der BASt werden im Auftrag des BMVs zehn innovative Forschungsprojekte gefördert, die Methoden und Maßnahmen zur Verlängerung der Nutzungsdauer bestehender Brückeninfrastruktur entwickeln und pilotieren [12]. Sechs der geförderten Vorhaben adressieren konkrete, häufig auftretende rechnerische Defizite. Dabei fokussiert das Projekt LEPC DFOS der Technischen Universität München (TUM) insbesondere Spannbetonbrücken mit rechnerischen und konstruktiven Schwächen, wie unzureichender Querkrafttragfähigkeit, fehlender Robustheits-bewehrung oder einem mangelnden Ankündigungs-verhalten bei Spannstahlversagen, und nutzt hierfür faseroptische Sensorik zur realitätsnahen Zustandsbewertung. Die Projekte NSM CFK [13] der TUM, easyQuerV von matrics engineering GmbH sowie BEST der Technischen Universität Dresden und der Carbocon GmbH setzen hingegen direkt an Defiziten in der Biege- und Querkrafttragfähigkeit an und entwickeln innovative Verstärkungsverfahren: Während NSM CFK auf das Einkleben von CFK-Lamellen (Lamellen aus Kohlenstofffaserverstärktem Kunststoff) in oberflächennahe Schlitze zurückgreift, nutzt easyQuerV neuartige, von unten installierbare Verankerungstechniken für zusätzliche Spannglieder und in BEST wird die Verstärkung mittels Carbonbeton untersucht. Ergänzend verfolgen VLASDA und ReSKoMB [14] einen monitoring- und datengetriebenen Ansatz, indem sie aus Monitoringdaten eine Restnutzungsdauerprognose entwickeln. Während VLASDA der RWTH Aachen ein Sensor-Pflaster für Bereiche hoher Querkräfte entwickelt, widmet sich ReSKoMB der Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung sowie der Bauhaus Uni Weimar dem gekoppelten Korrosions- und Ermüdungsprozess von spannungsrisskorrosionsgefährdeten Spannbetonbrücken. 3.5 2. Auflage der Nachrechnungsrichtlinie Neben Verstärkungs- und Überwachungsmaßnahmen können auch genauere Bewertungsverfahren und verbesserte Lastannahmen zur Verlängerung der Restnutzungsdauer beitragen. So werden in der zukünftigen 2.-Auflage der Nachrechnungsrichtlinie ein stärker ausdifferenziertes Ziellastniveau, faktorisierte Lastmodelle, die Erweiterung der Möglichkeiten einer messwertgestützten Berechnung nach Stufe 3, genauere Nachweise der Querkrafttragfähigkeit unter Berücksichtigung eines additiven Betontraganteils für schwach bewehrte Bauteile, eine veränderliche Druckstrebenneigung im Nachweis des Druckgurtanschlusses sowie Nachweise für gemauerte Brücken enthalten sein [15]. 4. Zusammenfassung In diesem Beitrag wurden typische rechnerische Defizite häufig vorkommender Bestandsbrücken identifiziert und innovative Ansätze zu deren Behebung bzw. Kompensation vorgestellt. Neben der genaueren Bewertung der Tragfähigkeit bestehender Bauwerke bieten sowohl Verstärkungsverfahren mit neuartigen Materialien wie Carbonbeton und UHFB als auch Überwachungsmaßnahmen, bspw. mit DFOS, das Potential zur Verlängerung der Restnutzung von Brückenbauwerken. Damit leisten diese Maßnahmen einen wichtigen Beitrag zur Sicher- 7. Brückenkolloquium - September 2026 245 Rechnerische Defizite typischer Stahl- und Spannbetonbrücken stellung einer sicheren, zuverlässigen und verfügbaren Verkehrsinfrastruktur. Gleichzeitig besteht weiterhin Forschungs- und Entwicklungsbedarf, um die vorgestellten Ansätze in die praktische Anwendung zu überführen und ihre Potenziale umfassend auszuschöpfen. Wesentliche Handlungsfelder sind dabei: • die Erweiterung der Anwendungsbereiche auf weitere Brückentypen und Bauweisen, • die Validierung des Langzeitverhaltens innovativer Verstärkungsmaterialien wie Carbonbeton und UHFB unter realen Einsatzbedingungen, • die Pilotierung und Erprobung innovativer Verfahren mit anschließender Überführung in Regelwerke und Standards, • die Auf bereitung und Bereitstellung neuer Erkenntnisse für die Praxis, beispielsweise durch Handlungsempfehlungen, Richtlinien und Merkblätter, • sowie die Entwicklung und Bereitstellung geeigneter Auswertealgorithmen für die Bewertung von Messdaten sowie der Auf bau eines leistungsfähiger Datenmanagementstrukturen. Die erfolgreiche Bearbeitung dieser Themen wird maßgeblich dazu beitragen, das bestehende Brückennetz künftig effizienter zu bewerten, gezielter zu erhalten und die verfügbaren Ressourcen nachhaltiger einzusetzen. Literatur [1] BMVBS, Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand: Nachrechnungsrichtlinie, 2011. [2] BASt. „Brückenstatistik 2025.“ Zugriff am: 30. September 2025. [Online.] Verfügbar: https: / / www. bast.de / DE/ Publikationen/ Statistik/ Bruecken/ Brueckenstatistik.pdf? __blob=publicationFile&v= 2 [3] Bundesministerium für Verkehr (BMV). „Entwicklung und Standardisierung von Methoden zur messdatengestützten Tragsicherheitsbewertung von Straßenbrücken und die Integration in digitale Zwillinge - ANYTWIN.“ Zugriff am: 29. Juni 2026. [Online.] Verfügbar: https: / / www.bmv.de/ SharedDocs/ DE/ Artikel/ mFUND/ Projekte/ anytwin.html [4] L. Puttkamer, M. Mishra und M. Müller, „Rechnerische Defizite in der Nachrechnung von Betonbrücken,“ Beton- und Stahlbetonbau, Volume 121, Issue 7, 2026, Art. Nr. 618-625. doi: 10.1002/ best.70125. [Online]. Verfügbar unter: https: / / onlinelibrary.wiley.com/ doi/ 10.1002/ best.70125 [5] M. Schnellenbach-Held, M. Peeters und G. Miedzinski, Intelligente Brücke - Schädigungsrelevante Einwirkungen und Schädigungspotenziale von Brückenbauwerken aus Beton (Berichte der Bundesanstalt für Straßenwesen - Brücken- und Ingenieurbau B 110). Bremen: Fachverlag NW in der Carl Schünemann Verlag GmbH, 2015. [Online]. Verfügbar unter: http: / / bast.opus.hbz-nrw.de/ volltexte/ 2015/ 1204/ pdf/ B110b_ELBA.pdf [6] M. Buschlinger, „Spannbetonbrücken, von 1935 bis heute - Anforderungen an die Brückenprüfung,“ BBV Systems GmbH, 2010. [7] O. Fischer, T. Lechner, M. Wild, A. Müller und K. Kessner, Hg. Nachrechnung von Betonbrücken - systematische Datenauswertung nachgerechneter Bauwerke (Berichte der Bundesanstalt für Strassenwesen Brücken- und Ingenieurbau Heft B 124). Bremen: Fachverlag NW, 2016. [Online]. Verfügbar unter: https: / / edocs.tib.eu/ files/ e01fn16/ 871258021.pdf [8] BMVI, Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand 1. Ergänzung: Nachrechnungsrichtlinie 1. Ergänzung, 2015. [9] O. Steinbock, F. Teworte und B. Neis, „Carbonbeton - Eine neue Verstärkungsmethode für Massivbrücken,“ Beton- und Stahlbetonbau, Jg. 116, Nr. 2, S. 118-126, 2021, doi: 10.1002/ best.202000107. [10] E. Pelke, A. Jaborek, D. Berger und E. Brühwiler, „Überführungsbauwerk der L3378 bei Fulda-Lehnerz,“ Beton- und Stahlbetonbau, Jg. 113, Nr. 11, S. 831-841, 2018, doi: 10.1002/ best.201800050. [11] M. Mayer, U. Heinlein, M. Reichel, A. Schießl-Pecka und C. Gaidzik, „Ertüchtigung und Abdichtung einer vorgespannten Autobahnbrücke mit UHFB,“ Beton und Stahlbetonbau, 2026, Art. Nr. best.70167, doi: 10.1002/ best.70167. [12] C. Richter, M. Müller, L. Puttkamer und G. Marzahn, „Erhalt vor Neubau - Restnutzungsdauerverlängerung von Brückenbauwerken,“ Straße und Autobahn, Jg. 77, Nr. 4, 2026. [13] Landesverband Bayerischer Bauinnungen, Hg. Hochschulpreis 2026: Wettbewerbsbeiträge gesammelt in einem Band. München: Stiftung Berufsförderung Bayerisches Baugewerbe, 2026. [14] M. Baeßler, G. Ebell, R. Herrmann, H. Falk und R. Schneider, „13th International Conference on Structural Health Monitoring of Intelligent Infrastructure, SHMII-13: September 1-5, 2025, Graz, Austria,“ Technische Universität Graz, Graz, 2025, doi: 10.3217/ 978-3-99161-057-1. [15] BASt, Hg. Nachrechnung bestehender Brücken - Tagungsband 2021. Bergisch Gladbach, 2021. Monitoring und Messdaten im Bestand 7. Brückenkolloquium - September 2026 249 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Beschreibung der verfolgten Strategie Dipl.-Ing. Matthias Bunz Schömig-Plan Ingenieurgesellschaft mbH, Kleinostheim Dipl.-Ing. Jochen Reinhard Schömig-Plan Ingenieurgesellschaft mbH, Kleinostheim Tanja Zeller, M. Sc. Schömig-Plan Ingenieurgesellschaft mbH, Kleinostheim Zusammenfassung An dem gegenständlichen Brückenbauwerk wurde eine statische Nachrechnung gemäß der Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand [1] durchgeführt. Im Rahmen von den innerhalb der Nachrechnung beinhalteten statischen Analysen konnte herausgearbeitet werden, dass signifikante Defizite bezüglich der geforderten Tragfähigkeit bestehen. Dies betrifft insbesondere die Nachweise der Biegung mit Versatzmaß und Querkraft in Brückenlängsrichtung im Bereich der Momenten-Nullpunkte im Innenfeld. Zudem hat sich gezeigt, dass das am Bauwerk ersichtliche Rissbild mit den Rechenergebnissen korreliert. Auf dieser Grundlage wurde aufgrund der vorliegenden Randbedingungen in enger Zusammenarbeit mit dem Betreiber umgehend eine kurzfristige, mittelfristige und langfristige Erhaltungsstrategie zur Aufrechterhaltung einer verkehrlichen Nutzung ausgearbeitet. Dabei wurden Sonderprüfungen, Anpassungen der verkehrlichen Nutzung, Monitoringmaßnahmen sowie die Umsetzung einer Ertüchtigung zeitlich gestaffelt kombiniert. 1. Ausgangslage Das betrachtete, im Jahr 1966 fertiggestellte Brückenbauwerk unterführt eine stillgelegte Trasse der Kreisbahn, die nun als Radweg genutzt wird, einen Wirtschaftsweg sowie einen Bach unter einer Bundesstraße in insgesamt 3 Feldern mit Spannweiten von 24,7-m - 27,4-m - 24,7-m, siehe Abb. 1 bis Abb. 3 Das Bauwerk überführt die zwei Fahrtrichtungen der Bundesstraße mit jeweils einer Spur sowie eine Abbiegespur auf einem Überbau, welcher als einzelliger Hohlkasten ausgebildet ist. Der Überbau besitzt eine konstante Breite von 14,0-m ohne Gesimsbalken der Kappen bzw. 14,5-m insgesamt bei einer Fahrbahnbreite von ca. 11,0-m zwischen den Schrammborden und ist im Grundriss mit einem konstanten Radius von 300-m gekrümmt. Die Brücke ist intern in Längsrichtung mit Spanngliedern in den Stegen vorgespannt. Fahrbahnplatte und Querträger sind zudem in Querrichtung intern vorgespannt. Abb. 1: Längsschnitt des Brückenbauwerks [2] 250 7. Brückenkolloquium - September 2026 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Abb. 2: Draufsicht auf das Brückenbauwerk [2] Abb. 3: Regelquerschnitt des Brückenbauwerks [2] Das Ziellastniveau für die Nachrechnung war zunächst die Brückenklasse-60/ 30 nach DIN-1072 [3]. Im Zuge der Nachrechnung wurde jedoch auf Grundlage des Entwurfs der BEM-ING Teil 2 (Stand 2024/ 05) [4], des Ausschlusses von genehmigungspflichtigem Schwerverkehr sowie unter Berücksichtigung der Verkehrszählungen das Ziellastniveau für die Nachrechnung bzw. die Nachweise in der Stufe 2 in Abstimmung mit dem Auftraggeber auf die Brückenklasse-30/ 30 nach DIN-1072 [3] festgelegt. Die vorläufigen Ergebnisse der Biegebemessung unter Verwendung der Betonfestigkeitsklasse C30/ 37 gemäß Nachrechnungsrichtlinie für den seinerzeit verwendeten B450, sind in Abb. 4 dargestellt. Ergänzend wurden weitere Nachweise unter Variation der Betondruckfestigkeitsklasse sowie der angesetzten Lastmodelle geführt, um das weitere Vorgehen zielführend ableiten zu können. Die Ergebnisse eines Teils der geführten Nachweise der Querkraft (Überlagerung der Ausnutzungen der Bügelbewehrung sowie der Druckstrebe) sind in dem Diagramm in Abb.-5 beispielhaft angegeben. Selbst bei Ansatz der Betondruckfestigkeitsklasse C45/ 55 sowie der ingenieurmäßig angesetzten Brückenklasse-3/ 3 nach DIN-1072 [3] verblieben moderate Defizite. Zudem ist ein SLW-45/ 45 ohne begleitende Flächenlast angesetzt worden, um sich gedanklich den Ausnutzungen infolge von LKW-Wechselverkehr in Einzelüberfahrt je Richtungsfahrbahn zu nähren. 7. Brückenkolloquium - September 2026 251 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Abb. 4: Ergebnisse der Biegebemessung Stufe 2 mit BK30/ 30 und f ck -=-30-N/ mm 2 [eigene Darstellung] Abb. 5: Ergebnisse der Querkraftbemessung Stufe 2 mit unterschiedlichen Verkehrsszenarien und variabler Betondruckfestigkeit [eigene Darstellung] Aufgrund der sich abzeichnenden hohen Ausnutzungen bei der Nachweisführung erfolgte im Herbst 2024 eine Beprobung von am Bauwerk entnommenen Bohrkernen zur Feststellung der Werkstoffeigenschaften des Betons. Im Wesentlichen konnte hierbei eine Betondruckfestigkeit f ck -=-54-N/ mm 2 gemäß dem Vorgehen nach Nachrechnungsrichtlinie [1] bestimmt werden. Diese Betondruckfestigkeit wurde infolgedessen bei der Nachrechnung nach Stufe 2 der Nachrechnungsrichtlinie angesetzt, sodass die Ergebnisse günstiger ausgefallen sind. Dennoch sind bereichsweise unter der Brückenklasse- 30/ 30 signifikante Defizite bei den Nachweisen der Biegung und Querkraft verblieben. Dies gilt insbesondere für die Bereiche der Momenten-Nullpunkte im Innenfeld. Hier ließen sich die Biegenachweise inkl. Berücksichtigung des Versatzmaßen infolge des positiven Momentes sowie die Querkraftnachweise an übereinstimmenden Querschnitten nicht erbringen. Neben der Nachweisführung am Bauwerk wurde auch festgestellt, dass der Bauwerkszustand mit den Rechenergebnissen korreliert und sich an den entsprechenden Stellen ein sehr ausgeprägtes Rissbild zeigt. Eine Fotodokumentation zum Bauwerkszustand beinhaltet Abb. 6 und Abb. 7. Weitere Sanierungsmaßnahmen wie z. B. ein 252 7. Brückenkolloquium - September 2026 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Lagertausch, die Erneuerung der Übergangskonstruktionen sowie eine Betonsanierung einer der Widerlagerwände sind ebenfalls dringend erforderlich. Abb. 6: Ansicht der westlichen Widerlagerwand mit Markierung von vorhandenen Hohlstellen [eigene Fotodokumentation] Zudem sei angemerkt, dass alle ergriffenen Maßnahmen vor dem Hintergrund zu betrachten sind, dass zur Planung bzw. bis zur Umsetzung eines Ersatzneubaus mindestens 10 Jahre erforderlich sein werden. Aufgrund des sich darstellenden Zustandes der bestehenden Brücke wurden entsprechende Planungen vom Betreiber bereits eingeleitet. Abb. 7: Untersicht des Innenfeldes mit Rissbildung [eigene Fotodokumentation] 2. Erhaltungsstrategie Auf Grundlage der Ergebnisse wurden umgehend signifikante Maßnahmen zur Einschränkung der verkehrlichen Nutzung des Bauwerks veranlasst und es wurden umfangreiche Monitoringmaßnahmen in die Wege geleitet, die zwischenzeitlich bereits umgesetzt und in Betrieb sind. Zudem wurde zunächst eine Machbarkeitsstudie zu einer möglichen Verstärkung des Bauwerks beauftragt. Diese Untersuchungen haben ergeben, dass eine Verstärkung mittels einer exzentrisch geführten externen Vorspannung als vielversprechendste Variante in Betracht kommt. Anschließend erfolgte eine Ausarbeitung dieser Verstärkungsvariante in der Entwurfs- und der mittlerweile abgeschlossenen Ausführungsplanung. Derzeit befinden sich die Ertüchtigungsmaßnahmen in der Umsetzung. 2.1 Kurzfristige Strategie - Anpassung der verkehrlichen Nutzung, Sonderprüfungen und kompakten Monitoringmaßnahmen Auf der vorliegenden Nachrechnung (siehe hierzu auch Abb. 5) auf bauend wurde das Brückenbauwerk umgehend für Verkehr mit einem zulässigen Gesamtgewicht von mehr als 3,5-Tonnen gesperrt. Lediglich Rettungs- und Räumfahrzeuge durften mit Sondergenehmigung in Einzelüberfahrt das Bauwerk passieren. Parallel erfolgte eine Sonderprüfung zur Feststellung des Bauwerkszustandes. Anschließend wurden durch den Betreiber sehr kurzfristig einige markante Risse durch eine automatisierte elektronische Rissüberwachung ausgestattet - mit Grenzwertvorgabe und darauf auf bauender Alarmierung, Zwischenspeicherung der Messwerte und anschließender Auswertung der Daten. 2.2 Mittelfristige Strategie - umfangreiche Monitoringmaßnahmen Übergeordnetes Ziel der am Bauwerk verfolgten mittelfristigen Strategie war das Erreichen einer Aufrechterhaltung der maximal vertretbaren verkehrlichen Leistungsfähigkeit (wenn z. B. auch gewichtsbeschränkt) des Brückenbauwerkes in dem sich darstellenden Zustand. Eine ggf. sich abzeichnende Zustandsveränderung soll/ sollte durch die Umsetzung des Dauermonitorings zu einem deutlich früheren Zeitpunkt und mit einer höheren Genauigkeit festgestellt werden (z. B. im Vergleich zu den herkömmlichen Methoden der Bauwerksprüfung). Im Zusammenspiel mit einem belastbaren reaktionsschnellen Alarmierungsplan kann/ konnte damit das Risiko von ggf. möglichen verkehrlichen Einschränkungen erheblich reduziert werden. Die eigentliche Zielsetzung des automatisierten Dauermonitorings kann daher wie im Folgenden aufgeführt zusammengefasst werden: • Kontinuierliche Überwachung des als kritisch eingestuften Tragwerkszustands, • ggf. eintretende Zustandsverschlechterungen der überwachten Bereiche möglichst frühzeitig entsprechend detektieren zu können, um damit eine Verlängerung der zur Verfügung stehenden Zeitfenster für 7. Brückenkolloquium - September 2026 253 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke die Ergreifung/ Umsetzung von Maßnahmen zu erreichen (agieren « reagieren), • die durch das Monitoring ermittelten Zustandsdaten in der Bewertung der Tragfähigkeit des Bauwerks in quasi Echtzeit mit einzubeziehen bzw. zu implementieren. Abb. 8: Messtechnisches Layout in der Untersicht (Außenansicht) [eigene Fotodokumentation] Entsprechend des Bauwerkszustands bzw. der geschilderten Situation konnte eine „großflächige“ Überwachung der Betonoberflächen mittels faseroptischen Messmethoden und eine gleichzeitige detaillierte Analyse der bereits existierenden signifikanten Risse in Verbindung mit Maßnahmen zur Dokumentation der direkten Umgebungsbedingungen als das situationsbedingt geeignetste Monitoringmaßnahmenpaket definiert werden. Abb. 9: Auszug des messtechnischen Layouts im Grundriss bzw. Untersicht (Außenansicht) [eigene Darstellung] Das im ersten Halbjahr 2025 in Betrieb genommene Monitoringsystem umfasst eine Vielzahl an konventionellen Wegaufnehmern, die sich an dem vorhandenen Rissbild orientieren bzw. hier angebracht wurden, Temperatursensoren, eine Kamera zur Dokumentation des Verkehrsaufkommens sowie ein umfangreiches faseroptisches Messsystem (ca. 800-Meter verbaute faseroptische Sensoren) zur ganzheitlichen Überwachung des Bauwerks. Auszüge des messtechnischen Layouts sind in Abb.-8 und Abb.-9 in der Untersicht und im Grundriss veranschaulicht. Hierbei messen alle Komponenten im Dauerbetrieb (24-Std. pro Tag, 365-Tage im Jahr), sodass eine ständige Überwachung gegeben ist. Die resultierende Datenmenge aus der faseroptischen Überwachung, die durch die große Anzahl an Messstellen und -werten resultiert, wird durch ein eigens entwickeltes Programmkonzept so betrieben, dass die Daten in Echtzeit über ein Dashboard abgerufen werden können und somit jederzeit für die Bewertung zur Verfügung stehen, siehe diesbezüglich auch [4] und [5]. Zur Überprüfung der Funktionalität der Monitoringanlage bzw. zur Erkenntnisgewinnung zum Tragverhalten des Bauwerks und darauf auf bauender Ableitung von Grenzwerten für den Monitoringbetrieb erfolgte im Hebst 2025 eine Probebelastung. Durch Kombination einzelner Lastkonfigurationen durch drei LKW (40-Tonnen, 22-Tonnen und 11-Tonnen) wurden unterschiedliche statische Verkehrsszenarien abgebildet. Zudem erfolgten dynamische Betrachtungen durch Einzelüberfahrten mit konstanter Geschwindigkeit sowie Beschleunigungs- und Bremsfahrten. Abb.-10 zeigt beispielhaft eine Laststellung der Probebelastung. 254 7. Brückenkolloquium - September 2026 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Abb. 10: Anordnung der drei Fahrzeuge der Probebelastung nebeneinander in Feldmitte des Innenfeldes [eigene Darstellung] Abb. 11: Beispielhafte Abbildung des Dashboards für den Betrieb des Monitorings [eigene Darstellung] 7. Brückenkolloquium - September 2026 255 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke In Abb. 11 ist das hausintern entwickelte Dashboard StableEye ® für den Betrieb und die Auswertung der aufgezeichneten Messwerte beispielhaft dargestellt. Dabei lassen sich unterschiedliche Arten von Sensoren überlagert darstellen und bewerten. Bezüglich einer Beschreibung der sonstigen Eigenschaften und Möglichkeiten des Dashboards wird auf [6] verwiesen. 2.3 Langfristige Strategie - Umsetzung einer Ertüchtigung Zeitgleich mit der Umsetzung der im vorangehenden Abschnitt beschriebenen Monitoringmaßen wurde eine Machbarkeitsstudie zur Möglichkeit der Ertüchtigung des Bauwerks erstellt. U. a. aufgrund der vorliegenden geometrischen Gegebenheiten der Talform inkl. Anschüttung eines Straßendamms zur Reduzierung der Spannweite der Brücke im Zuge der Planung bzw. Herstellung sowie der vorliegenden Baugrundverhältnisse wurde die Ertüchtigung mittels externer Vorspannung weiteren Varianten wie der Errichtung eines Traggerüsts, der Verstärkung mittels Waagebalken zur Einleitung von definierten Kräften sowie der Ertüchtigung durch Schrägstützen in Kombination mit der planmäßigen Aktivierung der Konstruktion durch den Einsatz von Hydraulikzylindern und Federelementen vorgezogen. Anschließend folgte die planerische Umsetzung der Entwurfssowie der Ausführungsplanung. Der letztlich angedachte Spanngliedverlauf ist in der Untersicht in Abb. 12 veranschaulicht. Während der Ausführungsplanung hatte sich im Zuge der Monitoringmaßnahme gezeigt, dass das ursprünglich angedachte und baulich durch die Wahl der Lagertypen angestrebte Lagerungsschema des Bestandes nicht dem tatsächlichen Bauwerksverhalten entspricht. Somit stellte sich im Zuge der ohnehin anstehenden Erneuerung der Lager die Frage, ob nun das eigentlich angedachte oder das zuletzt vorgefundene Schema durch neue Lager umgesetzt werden sollte. Einerseits wurde das sich nun als Festpunkt darstellende Widerlager ursprünglich nicht für die einhergehenden Horizontalkräfte bemessen, andererseits hat der eigentlich als Festpunkt angedachte Pfeiler aufgrund von Temperaturdehnungen nun vermutlich über mehrere Jahre eine Wechselbeanspruchung erfahren, die sich ggf. negativ auf den möglichen Lastabtrag ausgewirkt haben könnte. Der aufgrund dieser Sachlage hinzugezogene Baugrundgutachter bestätigte zwar die bereits in den Berechnungen angesetzte vertikale Steifigkeit des Baugrundes im Wesentlichen. In horizontaler Richtung ergaben sich allerdings rechnerisch größere Verformungen im Vergleich zur Auslegung des Bestandes, was zudem dadurch verstärkt wurde, dass in der Bestandsstatik die Pfeilernachgiebigkeit des Festpunktes nicht in Ansatz gebracht wurde. Diesem Sachverhalt wurde letztlich unter Beibehaltung des angedachten Lagerungsschemas durch Versatz der Kammerwände sowie die Anbringung und Auslegung von Anprallkonstruktionen zur Ableitung der Kräfte im Falle von unplanmäßig großen Verformungen entgegnet. Die sich mittlerweile im Bau befindliche Ertüchtigung des Brückenbauwerks mit der exzentrisch geführten externen Vorspannung weist als Besonderheit auf, dass die externen Spannglieder in den Feldbereichen den Hohlkasten nach unten verlassen und über zwei externe Umlenkstellen wieder in den Hohlkasten geführt werden, um im Querschnitt die Querträger zu durchdringen (siehe beispielhaft Abb.-13 und Abb.-14). Diese Spanngliedführung wurde daher gewählt, da an derselben Stelle Überschreitungen der Biege- und Querkraftnachweise auftreten und diese gleichermaßen zu optimieren sind. Um diesen Spanngliedverlauf zu ermöglichen, werden Bohrungen in der Bodenplatte sowie den Querträgern angefertigt, die bei allen Nachweisen des Bestandes berücksichtigt wurden. Insgesamt kommen vier externe Spannglieder zum Einsatz. Die Endverankerung erfolgt hinter den Endquerträgern, wobei alle Spannglieder über die gesamte Brückenlänge von ca. 80-m durchlaufen. Für die Zugänglichkeit werden Zugangsbauwerke erstellt, die mit den Kammerwänden verbunden sind. Diese werden von oben durch tagwasserdichte und verankerte Schachtabdeckungen erreicht, die ausreichend dimensioniert sind, um für den planmäßigen Spannvorgang sowie ein mögliches Nachspannen die Hydraulikkomponenten einbringen zu können. Zudem wird brückenseitig eine zusätzliche Quervorspannung in einer Vorsatzschale der Endquerträger angeordnet, um die Kräfte aus der externen Längsvorspannung in die Brückenachse umzulenken. Abb. 12: Untersicht der externen Spanngliedführung [eigene Darstellung] 256 7. Brückenkolloquium - September 2026 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke Abb. 13: Beispielhafte Darstellung der Umlenkung am Stützquerträger - Längsschnitt [eigene Darstellung] Zur Planung des Spanngliedverlaufs wurde das Brückenbauwerk durch eine räumliche Vermessung exakt aufgenommen. Die gesamte Planung wurde darauf auf bauend im dreidimensionalen Raum angefertigt, um den Verlauf der Spannglieder hinsichtlich der geometrischen und statischen Randbedingungen optimieren zu können. Beispielsweise wurden die Spannglieder bei den Durchdringungen der Querträger mit einem vertikalen Versatz angeordnet (vgl. Abb. 14), um einen möglichst großen Abstand zur Planlage der Quervorspannung des Querträgers einhalten zu können und dennoch den im Zuge der Nachweisführung abgeleiteten Spanngliedverlauf mit den jeweiligen Exzentrizitäten zum Schwerpunkt sowie den entsprechenden Steigungen zwischen den Umlenkstellen umsetzen zu können. Zusätzlich wurde an den Endquerträgern versucht, die Spannglieder leicht schräg verlaufen zu lassen, um die Verankerung möglichst weit in Richtung der Achse der Stege anordnen zu können. Durch dieses Vorgehen können infolge der Umlenkung der Vorspannkraft in Richtung der Brückenlängsachse auftretende Querkräfte und damit die erforderliche Quervorspannung reduziert werden. An dieser Stelle sei angemerkt, dass selbstverständlich baubegleitend umfangreiche Vorsichtsmaßnahmen bei der Ausführung der Kernbohrungen getroffen werden müssen, um eine Beschädigung der bestehenden Spannglieder zu vermeiden. Abb. 14: Beispielhafte Darstellung der Umlenkung am Stützquerträger - Ansicht [eigene Darstellung] 3. Aktueller Stand und Zusammenfassung Durch die eingeleiteten Sofortmaßnahmen konnte das Brückenbauwerk trotz rechnerischer Defizite weiterhin verkehrlich durch PKW sowie Rettungsfahrzeuge genutzt werden. Nach Installation und Inbetriebnahme der Monitoringanlage konnte eine dauerhafte Überwachung der Spannbetonbrücke erfolgen. Dadurch hat sich beispielsweise begleitend zur Planung der Ertüchtigung gezeigt, dass sich die Verformungen insbesondere durch klimatische Einflüsse nicht wie bei der ursprünglichen Planung angedacht einstellen können. Diesem Sachverhalt konnte durch eine Anpassung der Planung entgegengewirkt werden, sodass nach Abschluss der Ertüchtigungsmaßnahme keine unplanmäßigen Zwängungen mehr auftreten sollten. Leider musste im Zuge der messtechnischen Überwachung auch festgestellt werden, dass das veran- 7. Brückenkolloquium - September 2026 257 Restnutzungsdauerverlängerung durch Ertüchtigungs- und Monitoringmaßnahmen am Beispiel einer Spannbetonbrücke lasste Überfahrtverbot für Verkehr mit einem zulässigen Gesamtgewicht über 3,5-Tonnen nicht mit der erforderlichen Unerlässlichkeit eingehalten wurde. Insbesondere bei Stausituationen auf der naheliegenden Autobahn wurde die Bundesstraße und damit auch die Brücke häufig als Umleitungsstrecke genutzt (siehe Abb. 15). Dies hat letztlich in Kombination mit vorherrschenden klimatischen Einflüssen kurz vor Beginn der Bauarbeiten und der damit ohnehin anstehenden Sperrung des Bauwerks dazu geführt, dass die verkehrliche Nutzung für wenige Wochen weiter eingeschränkt werden musste. Bis zu diesem Zeitpunkt hatte die an diesem Bauwerk verfolgte Strategie dazu geführt, dass trotz des kritischen Zustandes eine, wenn auch eingeschränkte, verkehrliche Nutzung des Bauwerkes über die letzten Jahre erlaubte bzw. ermöglichte. Somit konnte die nötige Zeit für die Planung und Einleitung der Ertüchtigungsmaßnahme geschaffen und übergeordnet ein Beitrag im Hinblick einer leistungsstarken Infrastruktur geleistet werden. Nach Fertigstellung der Ertüchtigungsmaßnahme besteht die Möglichkeit, die verkehrliche Nutzung für StVO-konformen Verkehr wiederaufnehmen zu können. Damit kann aus jetziger Sicht die verfolgte Strategie als Erfolg gewertet werden, da in Relation zur Dauer bis zur Fertigstellung des Ersatzneubaus die Zeitspanne mit Einflüssen in den Verkehrsfluss deutlich reduziert werden konnte bzw. die Einschränkungen weniger umfangreich ausgefallen sind. Abb. 15: Auszug bzw. Zusammenstellung von Messwerten und Fotos aus dem Dashboard von StableEye ® [7] mit Aufzeichnung von Überfahrten durch Schwerverkehr Literatur [1] Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie) - Ausgabe 05/ 2011 inkl. 1. Ergänzung Ausgabe 04/ 2015. [2] Bestandsunterlagen des hier behandelten Bauwerkes [3] DIN 1072: 1985-12. Straßen- und Wegbrücken; Lastannahmen. Berlin: Beuth Verlag. [4] Bundesministerium für Digitales und Verkehr (BMDV): Regelungen und Richtlinien für die Berechnung und Bemessung von Ingenieurbauten (BEM-ING) - Teil 2 im Entwurf: Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. [5] Novák, B.; Stein, F.; Reinhard, J.; Dudonu, A.: Einsatz kontinuierlicher faseroptischer Sensoren zum Monitoring von Bestandsbrücken. Beton- und Stahlbetonbau 116, 2021, S.-718-726. [6] Novák, B. et. al.: Neues Potential im Structural Health Monitoring: Verteilte faseroptische Sensoren für Bestandsbauwerke, in: Schriftenreihe Konstruktiver Ingenieurbau Dresden, Heft 67, 2023, S.-78-87. [7] Dashboard für Intelligentes Bauwerksmonitoring, https: / / stableeye.de/ 7. Brückenkolloquium - September 2026 259 Brückenmonitoring im Bestand Von der Schadensanalyse bis zur Restnutzungsdauerverlängerung Prof. Dr.-Ing. Daniel Pak Universität Siegen Sebastian Korte, M. Sc. Universität Siegen Prof. Dr. Günter Seidl Fachhochschule Potsdam Zusammenfassung Bestehende Eisenbahnbrücken weisen häufig Schäden, geometrische Abweichungen oder unplanmäßige Beanspruchungen auf, deren Bewertung mit rein rechnerischen Verfahren nur eingeschränkt möglich ist. Monitoring kann hier eine realitätsnahe Grundlage für Schadensanalyse, Maßnahmenplanung und sicheren Weiterbetrieb liefern. Der Beitrag zeigt anhand von Praxisbeispielen den Einsatz von Kurzzeit- und Dauerüberwachungen an Eisenbahnüberführungen. Im Schwerpunkt wird ein Monitoringkonzept für Schienenstützpunkte vorgestellt, bei dem horizontale Schienenverformungen aus Zugüberfahrten zur Früherkennung lokaler Schäden erfasst werden. Ergänzend wird ein KI-gestützter Ansatz vorgestellt, mit dem Überfahrtsgeschwindigkeit und ausgewählte Zugtypen automatisiert aus den Messdaten abgeleitet werden. Dadurch lassen sich Referenzzüge identifizieren und ihre Bauwerksreaktionen über längere Zeiträume vergleichen. Der Beitrag zeigt damit einen Weg von der Grenzwertüberwachung zur datenbasierten, zustandsorientierten Bewertung und zum sicheren Weiterbetrieb von Brückenbauwerken. 1. Einführung Viele bestehende Eisenbahnbrücken befinden sich heute in einem Spannungsfeld zwischen einem erheblichen Erneuerungsbedarf und den hohen Anforderungen an Verkehrssicherheit und Verfügbarkeit. Der InfraGO-Zustandsbericht 2025 weist für Brücken einen zustandsbasierten Erneuerungsbedarf von 30,9-Mrd. Euro aus; damit entfallen rund 29-% des gesamten zustandsbasierten Erneuerungsbedarfs im Schienennetz auf diese Anlagenklasse [1]. Ersatzneubauten und umfassende Ertüchtigungsmaßnahmen erfordern einen hohen Planungs- und Organisationsaufwand sowie eine detaillierte Abstimmung von Bauphasen, Bauabläufen und Sperrzeiten. Sie führen in der Regel zu Einschränkungen der verfügbaren Streckenkapazität [2]. Bis zur Umsetzung entsprechender Maßnahmen müssen bestehende Bauwerke daher häufig über längere Zeiträume weiterbetrieben werden. Dabei treten im Bestand nicht selten Abweichungen vom planmäßigen Zustand auf. Dazu zählen lokale Schäden, Veränderungen der Lagerungs- oder Randbedingungen, unplanmäßige Beanspruchungen oder konstruktive Details, deren Zustand im laufenden Betrieb gezielt beobachtet werden muss. Für die Bewertung solcher Bauwerke können ergänzende Informationen aus einem Monitoring erforderlich sein, da tatsächliche Einwirkungen und Randbedingungen und der aktuelle Bauwerkszustand im Bestand nicht immer vollständig bekannt sind [3]. Vereinfachte Modellannahmen können daher zu Bewertungen führen, die dem tatsächlichen Bauwerksverhalten nur eingeschränkt entsprechen. Monitoring bietet in diesem Zusammenhang die Möglichkeit, das reale Trag- und Verformungsverhalten eines Bauwerks unter Betriebsbedingungen zu erfassen und für ingenieurmäßige Entscheidungen nutzbar zu machen. Der Nutzen eines Monitorings hängt dabei wesentlich von der zugrunde liegenden Fragestellung ab. Kurzzeitmessungen können eingesetzt werden, um Schadensursachen einzugrenzen oder rechnerische Annahmen zu überprüfen. Dauerüberwachungen ermöglichen es, Bauwerksreaktionen über längere Zeiträume zu verfolgen, kritische Zustände frühzeitig zu erkennen und den Weiterbetrieb bei bekannten Defiziten abzusichern. Entscheidend ist jedoch, dass Monitoring nicht als reine Messwertsammlung verstanden wird. Erst durch die Verknüpfung der Messdaten mit einer konkreten ingenieurmäßigen Bewertungsaufgabe entsteht ein Mehrwert für die Bauwerkserhaltung und den sicheren Weiterbetrieb bestehender Brückenbauwerke [3]. Der vorliegende Beitrag zeigt dies anhand dreier Praxisbeispiele aus dem Eisenbahnbrückenbau. Zunächst wird dargestellt, wie Dehnungsmessungen zur Bewertung eines festgestellten Risses an einem Hänger eingesetzt wurden. Anschließend wird ein Bauwerk betrachtet, bei dem infolge veränderter Randbedingungen unplanmäßige Beanspruchungen auftraten und der Weiterbetrieb durch eine Kombination aus Messung, Berechnung und temporären Maßnahmen abgesichert wurde. Den 260 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenmonitoring im Bestand Schwerpunkt bildet schließlich die Dauerüberwachung von Schienenstützpunkten einer Eisenbahnüberführung. Bei diesem Bauwerk werden horizontale Schienenverformungen während Zugüberfahrten erfasst, um lokale Schäden frühzeitig zu erkennen und einen sicheren Weiterbetrieb bis zum geplanten Ersatzneubau zu ermöglichen. Über die klassische Grenzwertüberwachung hinaus wird für dieses Beispiel ein KI-gestützter Auswerteansatz vorgestellt. Ziel ist es, aus den gemessenen Schienenverformungen automatisiert Informationen zur Überfahrtsgeschwindigkeit und zu ausgewählten Zugtypen abzuleiten. Bereits Bigelow et al. stellten Verfahren zur automatischen Identifikation von Zugtypen aus Monitoringdaten vor. Diese beruhen auf der expliziten Bestimmung charakteristischer Merkmale, insbesondere der Achsabstände bzw. Referenzsignaturen, und deren Abgleich mit bekannten Zugkonfigurationen [4]. Im Gegensatz dazu erfolgt die Zugtypklassifikation im vorliegenden Beitrag auf Grundlage der gemessenen Schienenverformungen. Hierzu werden die mehrkanaligen Messzeitreihen in zweidimensionale Intensitätskarten überführt und mittels eines Convolutional Neural Networks (CNN) ausgewertet. Während klassische Verfahren charakteristische Merkmale wie Achsabstände oder Überfahrtsgeschwindigkeit explizit aus den Messdaten ableiten, erfolgt die Merkmalsextraktion im vorliegenden Ansatz implizit im Lernprozess des neuronalen Netzes. Auf Basis dieser zusätzlichen Informationen lassen sich Bauwerksreaktionen nicht nur absolut, sondern bezogen auf wiederkehrende Einwirkungen bewerten. Die vorgestellte Methodik bildet damit einen Schritt von der reinen Dauerüberwachung hin zu einer datenbasierten, zustandsorientierten Bewertung bestehender Brückenbauwerke. 2. Monitoring als ingenieurmäßiges Entscheidungswerkzeug Bauwerksmonitoring wird häufig mit Sensorik, Datenübertragung und digitalen Dashboards in Verbindung gebracht. Tatsächlich beginnt ein Monitoringprojekt jedoch nicht mit der Auswahl geeigneter Sensoren, sondern mit einer ingenieurmäßigen Fragestellung. Erst wenn klar ist, welche Informationen zur Beurteilung eines Bauwerkszustands benötigt werden, kann ein geeignetes Messkonzept entwickelt werden. Der strategische Einsatz von Monitoring umfasst dabei den gesamten Prozess von der Definition des Anwendungsfalls über die Auswahl geeigneter Messverfahren und die Planung des Datenmanagements bis hin zur ingenieurmäßigen Interpretation der Messergebnisse [3]. Je nach Ausgangssituation können Monitoringmaßnahmen sehr unterschiedliche Zielsetzungen verfolgen. Sie reichen von der Beobachtung bereits bekannter Schäden über die Bewertung rechnerischer Defizite bis hin zur Ermittlung tatsächlicher Einwirkungen oder der Begleitung außergewöhnlicher Bauzustände. Auch bei zunächst schadensfreien Bauwerken gewinnt Monitoring zunehmend an Bedeutung, beispielsweise zur Erfassung von Referenzzuständen, zur Unterstützung von Bauwerksprüfungen oder als Datengrundlage für digitale Bauwerksmodelle bzw. digitale Zwillinge [3]. Allen Anwendungsfällen gemeinsam ist, dass Monitoring keine ingenieurmäßige Entscheidung ersetzt, sondern zusätzliche Informationen bereitstellt, die mit klassischen ingenieurwissenschaftlichen Methoden ausgewertet und bewertet werden. Sensoren liefern Messdaten - die Interpretation dieser Daten erfolgt weiterhin auf Grundlage des Tragwerksverständnisses sowie der Kenntnisse über Konstruktion, Beanspruchung und Schädigungsmechanismen. Gerade bei Bestandsbauwerken reicht die Betrachtung einzelner Messwerte häufig nicht aus. Historische Umbauten, konstruktive Besonderheiten oder unvollständige Bestandsunterlagen können dazu führen, dass zunächst die tatsächliche Wirkungsweise des Tragwerks verstanden werden muss. Bei einem der hier vorgestellten Bauwerke wurde beispielsweise beobachtet, dass einzelne Hauptträger bei höheren Temperaturen an die Widerlagerrückwand anstoßen. Erst die Kombination aus Bauwerksbegehung, historischer Recherche, Analyse des Tragsystems und gezielten Messungen ermöglichte es, die Ursache systematisch einzugrenzen und geeignete Maßnahmen abzuleiten. Die folgenden Beispiele zeigen, dass Monitoring in der Praxis sehr unterschiedliche Aufgaben übernehmen kann. Während in einem Fall die tatsächlichen Einwirkungen auf einen bereits vorhandenen Schaden im Mittelpunkt stehen, dient es in einem anderen Projekt der Aufklärung komplexer Tragwerkszusammenhänge oder der kontinuierlichen Überwachung eines Bauwerks mit rechnerischen Defiziten. 3. Praxisbeispiele aus dem Eisenbahnbrückenbau 3.1 Kurzzeitmonitoring zur Schadensanalyse eines Hängers Im Rahmen der Bauwerksprüfung einer neu errichteten Eisenbahnbrücke wurde an der Dichtnaht eines geschweißten Hängeranschlusses ein Riss festgestellt. Die Entstehungsursache konnte anhand der Sichtprüfung nicht eindeutig geklärt werden. Insbesondere stellte sich die Frage, ob der Schaden bereits während der Herstellung oder Montage entstanden war oder sich infolge der betrieblichen Beanspruchung entwickelt hatte. Zur Beantwortung dieser Frage wurde ein Kurzzeitmonitoring durchgeführt. Hierzu wurden Dehnungsmessstreifen im Bereich des geschädigten Anschlussdetails installiert und die Beanspruchungen während des regulären Eisenbahnbetriebs über einen Zeitraum von 21-Tagen kontinuierlich erfasst. 7. Brückenkolloquium - September 2026 261 Brückenmonitoring im Bestand Abb. 1: Gemessene Spannungszeitverläufe (Überfahrt) zur Ableitung der Lastkollektive am Hängeranschluss. Die gemessenen Dehnungssignale wurden zunächst in Spannungszeitverläufe umgerechnet (Abb. 1) und anschließend mittels Rainflow-Zählung in Spannungskollektive überführt. Auf Grundlage des für das untersuchte Schweißdetail maßgebenden Kerbfalls erfolgte eine Ermüdungsbewertung nach DIN EN 1993-1-9 [5]. Hierzu wurde aus dem Lastkollektiv die Schädigung für den 21-tägigen Messzeitraum nach der Palmgren-Miner-Regel bestimmt und auf die rechnerische Gesamtlebensdauer bis zum Erreichen der Schadenssumme D-=-1 extrapoliert. Die so ermittelte rechnerische Lebensdauer lag deutlich oberhalb der bisherigen Betriebsdauer des Bauwerks. Eine Entstehung des Schadens infolge der bisherigen betrieblichen Ermüdungsbeanspruchung konnte daher ausgeschlossen werden. Das Monitoring lieferte damit eine belastbare Grundlage für die weitere Ursachenanalyse und zeigt exemplarisch, dass messtechnisch ermittelte Lastkollektive einen wesentlichen Beitrag zur Bewertung bestehender Schäden und zur Auswahl geeigneter Instandsetzungsmaßnahmen leisten können. Beitrag des Monitorings: Bestimmung des realen Lastkollektivs am geschädigten Detail und belastbare Eingrenzung der Schadensursache. 3.2 Dauerüberwachung bei unplanmäßigen Randbedingungen Im Rahmen einer Bauwerksprüfung wurde an einer bestehenden stählernen Eisenbahnbrücke (Spannweite ca. 30-m) festgestellt, dass sich infolge einer Verschiebung eines Widerlagers die Randbedingungen des Tragwerks gegenüber dem ursprünglichen Entwurf verändert hatten. Bei höheren Temperaturen kam es zu einem Kontakt zwischen den Hauptträgern und der Widerlagerrückwand (Abb. 2), wodurch zusätzliche Zwangsbeanspruchungen in das Tragwerk eingeleitet wurden. Die Auswirkungen auf die Tragfähigkeit und den sicheren Weiterbetrieb des Bauwerks konnten anhand der vorhandenen Unterlagen zunächst nicht abschließend bewertet werden. Abb. 2: Kontakt zwischen Hauptträger und Widerlagerrückwand infolge temperaturabhängiger Verformungen. Zur Klärung der tatsächlichen Beanspruchung wurde das Bauwerk dauerhaft messtechnisch überwacht. Bereits während der ersten Sommerperiode konnte mithilfe des Monitorings das temperaturabhängige Verhalten des Bauwerks detailliert erfasst und der Kontakt zwischen Hauptträger und Widerlagerrückwand eindeutig nachgewiesen werden. Auf Grundlage der Messergebnisse konnten die infolge dieses Kontakts auftretenden zusätzlichen Normalkräfte in den Hauptträgern bestimmt werden. Anschließend wurde rechnerisch untersucht, bei welchen Normalkräften in einzelnen Bauteilen Grenzzustände überschritten werden. Aus der kleinsten maßgebenden Grenznormalkraft konnte schließlich eine kritische Bauwerkstemperatur abgeleitet werden, die als Schwellenwert für die Anpassung der Auswerteintervalle diente. Auf Grundlage dieser Erkenntnisse wurde die Auswertung der Messdaten an die jeweilige Gefährdungssituation angepasst. Bei unkritischen Temperaturen erfolgte zunächst eine wöchentliche Auswertung. Bei Überschreiten definierter Temperaturschwellen wurde das Auswerteintervall schrittweise verkürzt, bis hin zu einer stündlichen Kontrolle. Dadurch konnten kritische Entwicklungen frühzeitig erkannt und erforderliche Gegenmaßnahmen unmittelbar eingeleitet werden. Parallel zur messtechnischen Überwachung wurden die historische Entwicklung des Bauwerks sowie die veränderten Randbedingungen detailliert analysiert und numerisch bewertet. Die Kombination aus Monitoring, Tragwerksverständnis und Berechnung führte schließlich zur Entwicklung einer temporären konstruktiven Ertüchtigungsmaß- 262 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenmonitoring im Bestand nahme. Hierbei wurde eine spezielle Lagerkonstruktion vorgesehen, welche die infolge der Widerlagerverschiebung auftretenden außerplanmäßigen Horizontalkräfte aufnehmen kann und gleichzeitig die Beanspruchung des Bauwerks reduziert. Die Maßnahme dient damit der Sicherung des Weiterbetriebs bis zur Umsetzung einer dauerhaften Sanierung oder eines Ersatzneubaus. Nach Umsetzung dieser Maßnahme dient das Monitoring heute nicht mehr in erster Linie der Schadensdetektion, sondern der Verifikation ihrer Wirksamkeit. Hierzu werden die aktuellen Messdaten kontinuierlich mit den Messreihen der vergangenen Sommer verglichen. Auf diese Weise können Veränderungen des Tragverhaltens, beispielsweise infolge weiterer Widerlagerbewegungen bzw. zunehmender Zwängungen, frühzeitig erkannt und bewertet werden. Das Monitoring übernimmt damit eine fortlaufende Kontrollfunktion während des weiteren Betriebs. Beitrag des Monitorings: Früherkennung kritischer temperaturabhängiger Zustände, Grundlage für die Entwicklung einer temporären konstruktiven Ertüchtigungsmaßnahme und fortlaufende Überwachung ihrer Wirksamkeit. 3.3 Dauerüberwachung von Schienenstützpunkten Ein weiteres Anwendungsbeispiel stellt die Dauerüberwachung der Schienenstützpunkte einer bestehenden Eisenbahnüberführung dar. Im Gegensatz zu den zuvor beschriebenen Projekten stand hier nicht die Analyse eines bereits eingetretenen Schadens im Vordergrund. Ziel war vielmehr die frühzeitige Erkennung zustandsbedingter Veränderungen an den Schienenstützpunkten, um den sicheren Weiterbetrieb des Bauwerks bis zu einem geplanten Ersatzneubau zu gewährleisten. Hierzu werden seit mehreren Jahren die horizontalen Verformungen der bogenäußeren Schiene während jeder Zugüberfahrt kontinuierlich erfasst. Die Messung erfolgt mithilfe magnetinduktiver Wegsensoren, welche den Abstand zwischen Schiene und einem als ortsfest angenommenen Entgleisungsschutz bestimmen (Abb. 3). Die Sensoren sind in regelmäßigen Abständen entlang der Schiene angeordnet und ermöglichen eine kontinuierliche Beobachtung der relativen Schienenbewegungen. Abb. 3: Messanordnung zur Erfassung horizontaler Schienenverformungen mittels magnetinduktiver Wegsensoren. Grundlage des Monitorings ist die Grundidee, dass Schäden im Bereich einzelner Schienenstützpunkte zu einer veränderten Verformung der Schiene führen. Hierzu wird die Differenz der horizontalen Schienenverformungen zwischen benachbarten Messstellen ausgewertet. Überschreitet diese Differenz einen zuvor festgelegten Grenzwert, erfolgt eine gezielte Bauwerksprüfung des betreffenden Bereichs. Wird dabei ein Schaden bestätigt, kann die im Instandsetzungskonzept bereits festgelegte Maßnahme zum Austausch des betroffenen Schienenstützpunkts unmittelbar umgesetzt werden. Auf diese Weise werden ausschließlich tatsächlich auffällige Bereiche detailliert untersucht, während routinemäßige Inspektionen des gesamten Bauwerks reduziert werden können. Das Monitoring übernimmt damit die Funktion eines permanenten Frühwarnsystems. Im Gegensatz zu periodischen Bauwerksprüfungen wird das Verhalten der Schienenstützpunkte bei jeder einzelnen Zugüberfahrt erfasst. Veränderungen des Trag- und Verformungsverhaltens können dadurch bereits in einem frühen Stadium erkannt werden, lange bevor sie bei einer turnusmäßigen Bauwerksprüfung sichtbar werden. Mit zunehmender Betriebsdauer entsteht gleichzeitig eine umfangreiche Datenbasis aus mehreren Millionen Einzelmesswerten. Diese ermöglicht nicht nur den Vergleich aktueller Messungen mit früheren Betriebszuständen, sondern eröffnet auch neue Möglichkeiten einer datenbasierten Zustandsbewertung. Voraussetzung hierfür ist jedoch, dass die gemessenen Bauwerksreaktionen den jeweiligen Einwirkungen zugeordnet werden können. Während absolute Grenzwerte für die Früherkennung lokaler Schäden ausreichend sind, erfordert eine belastungsabhängige Bewertung zusätzliche Informationen über die jeweilige Zugüberfahrt, insbesondere über Zugtyp und Überfahrtsgeschwindigkeit. Diese Fragestellung bildet den Ausgangspunkt der im folgenden Kapitel vorgestellten KI-gestützten Auswertemethodik. Beitrag des Monitorings: Kontinuierliche Erfassung der Schienenverformungen zur frühzeitigen Erkennung lokaler Veränderungen und zur gezielten Auslösung von Inspektions- und Instandsetzungsmaßnahmen. 4. KI-gestützte belastungsabhängige Zustandsbewertung 4.1 Anforderungen an eine belastungsabhängige Zustandsbewertung Die im Rahmen der Dauerüberwachung gemessenen Schienenverformungen spiegeln zunächst die Reaktion des Bauwerks auf die jeweilige Zugüberfahrt wider. Die zu erwartenden Verformungen werden dabei maßgeblich durch den Zugtyp, die Achsfolge, die Achslasten sowie geschwindigkeitsabhängige dynamische Einflüsse bestimmt. Veränderungen des Bauwerkszustands führen demgegenüber zu Abweichungen zwischen der gemessenen und der unter vergleichbaren Einwirkungen zu erwartenden Bauwerksreaktion. 7. Brückenkolloquium - September 2026 263 Brückenmonitoring im Bestand Für eine belastungsabhängige Zustandsbewertung müssen die gemessenen Verformungen daher entweder einer berechneten Bauwerksreaktion oder einer Referenzmessung gegenübergestellt werden, die unter identischen Einwirkungen und einem bekannten Bauwerkszustand entstanden ist. Voraussetzung hierfür ist die Kenntnis des tatsächlich überfahrenden Zuges sowie seiner Überfahrtsgeschwindigkeit. Im Regelbetrieb stehen Informationen über Zugtyp und Überfahrtsgeschwindigkeit jedoch nicht gemeinsam mit den Monitoringdaten zur Verfügung. Eine manuelle Zuordnung sämtlicher Zugüberfahrten ist aufgrund der großen Datenmengen nicht praktikabel. Ziel der nachfolgend vorgestellten Untersuchungen ist daher die automatisierte Ableitung dieser Informationen unmittelbar aus den vorhandenen Messdaten [6]. Für die vorgesehene Anwendung ist dabei keine vollständige Klassifikation sämtlicher Zugüberfahrten erforderlich. Bereits die zuverlässige Identifikation einzelner, regelmäßig verkehrender Referenzzüge ermöglicht den Vergleich von Bauwerksreaktionen unter vergleichbaren Einwirkungen. Dies ermöglicht es, Veränderungen der gemessenen Verformungen gezielt als Hinweis auf eine Veränderung des Bauwerkszustands zu nutzen. 4.2 Automatisierte Ableitung von Zugtyp und Überfahrtsgeschwindigkeit Zur automatisierten Auswertung werden die während einer Zugüberfahrt gemessenen horizontalen Schienenverformungen aller Messstellen zunächst in zweidimensionale Intensitätskarten überführt (Abb. 4). Die farbcodierte Darstellung dient der Visualisierung der gemessenen Schienenverformungen. Dabei bildet die Abszisse den zeitlichen Verlauf der Messung ab, während auf der Ordinate die räumliche Anordnung der Sensoren entlang der Schiene dargestellt wird. Die zeitlich versetzte Überfahrt der einzelnen Radsätze führt zu charakteristischen schräg verlaufenden Linienstrukturen. Deren Neigung α pix wird durch die Überfahrtsgeschwindigkeit sowie die zeitliche und räumliche Auflösung der Messung bestimmt. Anzahl und Abstand der Linien enthalten Informationen über die Achsfolge und damit über den jeweiligen Zugtyp. Abb. 4: Farbcodierte Intensitätskarte einer Zugüberfahrt als Ausgangsdarstellung [6]. Für das Training der KI-Modelle werden die farbcodierten Intensitätskarten anschließend in Schwarz- Weiß-Darstellungen überführt. Dabei bleibt ausschließlich die charakteristische räumlich-zeitliche Struktur der Zugüberfahrt erhalten, insbesondere die Neigung der Linien sowie deren Anzahl und gegenseitige Abstände. Die im Farbspektrum der Intensitätskarten enthaltene Information über die absolute Höhe der gemessenen Verformungen wird bewusst nicht berücksichtigt. Die Zugtypklassifikation und die Geschwindigkeitsregression erfolgen damit ausschließlich auf Grundlage der geometrischen Struktur der Intensitätskarten. Die Verformungsintensität bleibt einer späteren belastungsabhängigen Zustandsbewertung vorbehalten. Gleichzeitig lassen sich synthetische Trainingsdaten vergleichsweise einfach erzeugen, da für die Klassifikation und Regression keine realen Verformungsamplituden benötigt werden. Die Überführung der Messzeitreihen in Bilddarstellungen ermöglicht es, charakteristische Muster der Messdaten durch Convolutional Neural Networks effizient auszuwerten. Solche bildbasierten Verfahren haben sich im Structural Health Monitoring für die automatische Merkmalsextraktion etabliert [7] [8]. Für die Bestimmung der Überfahrtsgeschwindigkeit wurde ein Regressionsmodell eingesetzt, das aus den binarisierten Intensitätskarten die mittlere Geschwindigkeit ableitet. Die Zielwerte für das Training wurden aus den Messsignalen über den Zeitversatz zweier benachbarter Messstellen bestimmt. Zur Verbesserung der Generalisierungsfähigkeit des Modells wurde der Trainingsdatensatz gezielt um synthetisch erzeugte Intensitätskarten ergänzt, insbesondere zur besseren Abdeckung unterrepräsentierter Geschwindigkeitsbereiche. Für die Zugtypklassifikation wurde dagegen ein anderer Ansatz gewählt. Das Klassifikationsmodell wurde ausschließlich mit synthetisch erzeugten Schwarz-Weiß-Intensitätskarten trainiert. Grundlage hierfür sind charakteristische Muster, die zuvor in Intensitätskarten realer Zugüberfahrten beobachtet wurden. Insbesondere die Anzahl und Abfolge der Achsen wurden analysiert und anschließend zur Erzeugung synthetischer Trainingsdaten verwendet. Auf dieser Grundlage wurden künstliche Schwarz-Weiß-Intensitätskarten erzeugt, bei denen zusätzlich Geschwindigkeit, Startposition sowie realitätsnahe Linienunterbrechungen und Störungen variiert wurden. Durch das Training mit synthetischen Intensitätskarten kann ein Klassifikationsmodell bereits zu Beginn eines Monitoringprojekts aufgebaut werden, ohne dass zunächst über einen längeren Zeitraum reale, manuell gelabelte Zugüberfahrten gesammelt werden müssen. Die grundlegenden Fahrzeugmuster können bereits vorab synthetisch abgebildet werden. Reale Überfahrten dienen anschließend als unabhängige Testdaten zur Bewertung der Generalisierungsfähigkeit des Modells. Erste Untersuchungen zeigen vielversprechende Ergebnisse. Eine systematische Validierung erfolgt derzeit im Rahmen einer Abschlussarbeit. 264 7. Brückenkolloquium - September 2026 Brückenmonitoring im Bestand 4.3 Ergebnisse und Übertragbarkeit Für die Geschwindigkeitsbestimmung wurden auf unabhängigen Testdaten hohe Übereinstimmungen zwischen vorhergesagter und referenzierter Geschwindigkeit erreicht. Die Einbeziehung synthetisch erzeugter Intensitätskarten in den Trainingsdatensatz führte zu einer Verbesserung der Generalisierungsfähigkeit des Regressionsmodells. Dadurch konnte die mittlere absolute Abweichung auf etwa 1,2-km/ h reduziert werden, das Bestimmtheitsmaß lag bei R 2 -=-0,968. Damit ist die Genauigkeit für eine belastungsabhängige Einordnung der Überfahrten im Monitoringkontext ausreichend [6]. Die Zugtypklassifikation erreichte auf synthetischen Testdaten eine Gesamtgenauigkeit von 83,6-%. Für die vorgesehene Anwendung ist jedoch weniger die Gesamtgenauigkeit als vielmehr die zuverlässige Identifikation einzelner Referenzzüge entscheidend. Sämtliche Überfahrten des Zugtyps ICE-1 wurden korrekt erkannt; gleichzeitig wurde keine Überfahrt eines anderen Zugtyps fälschlicherweise dem ICE-1 zugeordnet. Aufgrund seines regelmäßigen Auftretens im Betrieb eignet sich der ICE-1 damit in diesem Fall besonders gut als Referenzzug. Durch den Vergleich der Bauwerksreaktionen bei Überfahrten dieses Referenzzuges unter weitgehend identischen Einwirkungen besteht das Potenzial, Veränderungen des Verformungsverhaltens zuverlässig zu erkennen. Eine vollständige Trennung sämtlicher Zugtypen ist hierfür nicht erforderlich. Ein wesentlicher Vorteil des Ansatzes liegt in seiner unmittelbaren Einsetzbarkeit bei neuen Monitoringprojekten. Durch den Einsatz synthetisch erzeugter Trainingsdaten kann das Klassifikationsmodell bereits vor Beginn des Messbetriebs aufgebaut werden. Aufwendige, manuell gelabelte Datensätze realer Zugüberfahrten sind hierfür nicht erforderlich. 5. Schlussfolgerungen Die vorgestellten Beispiele zeigen, dass Monitoring je nach ingenieurmäßiger Fragestellung sehr unterschiedliche Aufgaben übernehmen kann - von der Klärung konkreter Schadensursachen über die Begleitung temporärer Ertüchtigungsmaßnahmen bis hin zur kontinuierlichen Zustandsüberwachung bestehender Bauwerke. Gemeinsam ist allen Anwendungsfällen, dass Monitoring nicht die ingenieurmäßige Bewertung ersetzt, sondern zusätzliche Informationen für diese Bewertung bereitstellt. Die Messdaten müssen mit Tragwerksverständnis, Bauwerksprüfung und rechnerischen Untersuchungen verknüpft werden. Erst dadurch entsteht aus einer Messung eine Entscheidungsgrundlage für Instandsetzung, Weiterbetrieb oder Ersatzneubau. Die KI-gestützte Auswertung erweitert diesen Ansatz um eine belastungsabhängige Perspektive. Die automatische Identifikation geeigneter Referenzüberfahrten schafft die Grundlage dafür, Bauwerksreaktionen unter vergleichbaren Einwirkungen gegenüberzustellen. Für die Bauwerkserhaltung ist insbesondere die Übertragbarkeit des Ansatzes relevant. Da die Zugtypklassifikation auf synthetisch erzeugten Schwarz-Weiß-Intensitätskarten trainiert werden kann, ist kein umfangreicher realer Trainingsdatensatz erforderlich. Ein entsprechendes Modell kann bereits zu Beginn eines Monitorings aufgebaut und anschließend mit realen Überfahrten validiert und feinjustiert werden. Damit wird Monitoring über seine Funktion als reines Beobachtungssystem hinaus zu einem intelligenten Assistenzsystem für die zustandsorientierte Bewertung und den sicheren Weiterbetrieb bestehender Brückenbauwerke. Literatur [1] DB InfraGO AG (2026): InfraGO-Zustandsbericht Netz und Personenbahnhöfe 2025. Frankfurt am Main. [2] DB InfraGO AG (2024): Leitfaden Bau- und Sperrzeitenkatalog. Rev.-Index 2.0, gültig ab 01.05.2024. [3] Wedel, F.; Pitters, S.; Hille, F.; Herrmann, R.; Schneider, R. (2025): Leitfaden - Strategischer Einsatz von Monitoring für Ingenieurbauwerke. Schriftenreihe der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bericht B 210, Bergisch Gladbach. ISBN 978-3-95606-864-5. https: / / doi. org/ 10.60850/ bericht-b210 [4] Bigelow, H.; Hoffmeister, B.; Feldmann, M.; Weil, F. (July 2014) Automatic train type identification in railway bridge monitoring in: Cunha, Á. et al. [Eds.] EURODYN 2014: IX International Conference on Structural Dynamics : proceedings : Porto, Portugal, 30 June-1-2 July 2014. Porto, Portugal: Faculty of Engineering of University of Porto Department of Civil Engineering, pp. 2193-2198 [5] DIN EN 1993-1-9: 2005+A1: 2014: Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten - Teil 1-9: Ermüdung; Deutsche Fassung EN 1993-1- 9: 2005+A1: 2014. Berlin: Beuth Verlag. [6] Pak, D.; Korte, S. (2026) KI-gestützte Zugtyp- und Geschwindigkeitsbestimmung aus Schienenverformungsmessungen. Stahlbau- 95, H. 6, S. 479-486. https: / / doi.org/ 10.1002/ stab.70138 [7] Cha, Y.-J.; Choi, W.; Büyüköztürk, O. (2017) Deep Learning-Based Crack Damage Detection Using Convolutional Neural Networks in: Computer-Aided Civil and Infra-structure Engineering 32, H. 5, S. 361-378. https: / / doi.org/ 10.1111/ mice.12263 [8] Wang, X.; Li, W.; Ma, M.; Yang, F.; Song, S. (2024) Bridge Damage Identification Based on Encoded Images and Convolutional Neural Network in: Buildings 14, H. 10, S. 3104. https: / / doi.org/ 10.3390/ buildings14103104 7. Brückenkolloquium - September 2026 265 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen Ein Drittel mehr Lebensdauer durch ±5 km/ h Steven R. Lorenzen Frankfurt University of Applied Sciences, Fachbereich 1: Architektur · Bauingenieurwesen · Geomatik, Frankfurt am Main Maximilian M. Rupp Technische Universität Darmstadt, Institut für Statik und Konstruktion (ISM+D) Max Brandenstein Technische Universität Darmstadt, Institut für Statik und Konstruktion (ISM+D) Clemens Hübler Technische Universität Darmstadt, Institut für Statik und Konstruktion (ISM+D) Zusammenfassung Höhere Achslasten, höhere Geschwindigkeiten und neue Zugtypen führen zu Belastungen, für die viele Eisenbahnbrücken ursprünglich nicht ausgelegt waren. Besonders problematisch sind Resonanzerscheinungen, die durch veränderte Fahrzeugparameter auch an Bauwerken auftreten können, an denen sie zuvor nicht beobachtet wurden. Die maßgebenden Resonanzfrequenzen lassen sich für die betriebliche Bewertung häufig nur messtechnisch zuverlässig bestimmen; einmalige Kurzzeitmessungen liefern aufgrund von Amplitudenabhängigkeit und Umwelteinflüssen jedoch ein unvollständiges Bild. Das fahrzeuggestützte Drive-by Monitoring ermöglicht über Beschleunigungsmessungen an den Achslagern im Regelverkehr eine netzweit skalierbare Überwachung, ohne Brücken direkt zu instrumentieren. Eine resonanzkurvenbasierte Auswertung identifiziert die maßgebenden Eigenfrequenzen und Resonanzgeschwindigkeiten, sodass kritische Geschwindigkeitsbereiche gezielt vermieden werden können. Ergänzend lassen sich aus denselben Fahrzeugdaten die für die Schotterbettstabilität maßgebenden Tragwerksbeschleunigungen abschätzen. Am Fallbeispiel wird gezeigt, dass bereits eine Geschwindigkeitsanpassung um ±5 km/ h die rechnerische Ermüdungsschädigung um rund 25-% reduziert und die rechnerische Lebensdauer um ein Drittel verlängert. Damit adressiert das Verfahren sowohl die Ermüdungsbeanspruchung als auch einen wesentlichen Gebrauchstauglichkeitsnachweis von Eisenbahnbrücken. 1. Einleitung Mit der Verkehrswende soll deutlich mehr Verkehr auf die Schiene verlagert werden. Für den Bestand an Eisenbahnbrücken bedeutet das dichtere Zugfolgen, höhere Geschwindigkeiten und steigende Achslasten sowie Beanspruchungen, die bei der ursprünglichen Bemessung vieler Bauwerke nicht vorgesehen waren [1]. Bestehende Brücken können empfindlich reagieren, wenn moderne Fahrzeuge mit regelmäßigen Achsfolgen Resonanzen im Tragwerk anregen [2, 3]. Die dynamische Überhöhung der Beanspruchung beschleunigt die Ermüdung und kann die verbleibende Nutzungsdauer erheblich verkürzen [4]. Gleichzeitig können große resonanzbedingte Tragwerksbeschleunigungen die Gleislagestabilität und insbesondere die Stabilität des Schotterbetts beeinträchtigen [5]. Für den Betrieb sind damit zwei Fragen zentral: Wie lässt sich resonanzbedingte Schädigung vermeiden, um die Lebensdauer zu verlängern, und wie können kritische Tragwerksbeschleunigungen zuverlässig erkannt werden? Ob ein neues Fahrzeug auf einer Strecke zugelassen werden kann und wie ein Bestandsbauwerk reagiert, hängt wesentlich von den dynamischen Kennwerten des Tragwerks ab, allen voran von dessen Resonanzfrequenzen. Rechnerische Prognosen dieser Größen sind häufig zu ungenau, sodass eine messtechnische Bestimmung erforderlich ist [6]. Kurzzeitmessungen sind in kritischen Fällen unzureichend: Betriebs- und Umwelteinflüsse, insbesondere Frost und der jahreszeitliche Temperaturgang, verschieben die Eigenfrequenzen um mehr als 1 Hz bzw. bis zu etwa 20-% [7, 8, 9]. Eine dauerhafte Instrumentierung aller Brücken des Netzes (Direct Monitoring) scheitert jedoch am Aufwand; daher werden effizientere Wege der Datengewinnung benötigt. Einen solchen Weg bietet das Drive-by Monitoring (DbM): Fahrzeuge des Regelverkehrs übernehmen die Rolle mobiler Messplattformen. Ausgehend von den grundlegenden Untersuchungen von Yang et al. [10] wurde in [11] ein Verfahren entwickelt, das die Eigenfrequenzen einer Brücke aus den an den Achslagern gemessenen Beschleunigungen über mehrere Überfahrten hinweg bestimmt (Resonance Curve-Based DbM). Damit lässt sich perspektivisch ein aktuelles digitales Abbild der dynamischen Eigenschaften des Brückennetzes, ein Digitaler Schatten, auf bauen. Zugleich enthalten dieselben fahrzeugseitigen Messdaten Informationen über die dynamische Antwort des Tragwerks und eröffnen damit 266 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen die Möglichkeit, auch die für die Gebrauchstauglichkeit maßgebenden Tragwerksbeschleunigungen im Regelverkehr abzuschätzen. Die resonanzadaptive Geschwindigkeitssteuerung (Resonance-Aware Speed Control, RASC) geht einen Schritt weiter: Aus dem Digitalen Schatten wird ein Digitaler Zwilling im Sinne von Kritzinger et al. [12], weil die gewonnene Information automatisiert in die Betriebssteuerung zurückfließt. Die per DbM laufend aktualisierte Resonanzfrequenz dient dazu, die Fahrgeschwindigkeit so einzustellen, dass resonanzkritische Geschwindigkeitsbereiche vermieden werden. Dadurch wird die Geschwindigkeit zu einer unmittelbar nutzbaren Stellgröße: Resonanznahe Überfahrten können vermieden, die Ermüdungsschädigung kann reduziert und die rechnerische Lebensdauer des Bauwerks verlängert werden. Nachdem die Identifikationsmethodik und das Konzept der Lebensdauerverlängerung in [11] beschrieben wurden, bündelt dieser Beitrag die inzwischen vorliegenden quantitativen Ergebnisse. Zunächst wird anhand von Messdaten einer realen Einfeldträgerbrücke gezeigt, wie stark die Überfahrtsgeschwindigkeit die Ermüdungsschädigung beeinflusst und welcher Lebensdauerverlängerungsfaktor (LDF) sich durch eine gezielte Geschwindigkeitswahl erreichen lässt. Im zweiten Schritt wird mit einem kalibrierten Simulationsmodell untersucht, ob sich das Vorgehen auch auf Zugtypen anwenden lässt, die messtechnisch nie erfasst wurden. Abschließend wird gezeigt, inwieweit sich mit derselben fahrzeugseitigen Sensorik auch die Tragwerksbeschleunigungen, die für die Stabilität des Schotterbetts maßgebend sind, im Vorbeifahren überwachen lassen. 2. Versuchsbrücke und Messkampagne Als Fallbeispiel dient die Eisenbahnüberführung Garather Bach, eine eingleisige stählerne Trogbrücke mit Schotteroberbau im deutschen Hochgeschwindigkeitsnetz [Abb. 1]. Der Überbau ist ein gelenkig gelagerter Einfeldträger mit 16,4 m Stützweite. Die Kombination aus dieser Bauart und einer niedrigen Dämpfung (ξ » 1.3-%) führt dazu, dass moderne Reisezüge das Bauwerk leicht in Resonanz versetzen. Damit bietet die Brücke ideale Voraussetzungen, um das Konzept zu validieren. In zwei Forschungsprojekten wurde die Brücke in den vergangenen Jahren umfassend instrumentiert und gezielt mit einem instrumentierten ICE-TD befahren. Abb. 1: Versuchsbrücke Eisenbahnüberführung Garather Bach 7. Brückenkolloquium - September 2026 267 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen 2.1 Messtechnische Ausstattung Ein permanentes Monitoringsystem zeichnet an der Brücke seit mehreren Jahren durchgehend Daten auf. Dehnungsmessstreifen (DMS) und piezoelektrische Beschleunigungssensoren sind an den Oberflanschen der Längsträger montiert. In Feldmitte sind an beiden Hauptträgern am Ober- und Unterflansch Thermoelemente montiert. Über Achslastmessstellen an der Schiene lassen sich zusätzlich die Achslasten und die Zuggeschwindigkeit bestimmen. [Abb.-2] fasst die Instrumentierung zusammen. Auf der Fahrzeugseite wurde ein ICE-TD zum mobilen Sensor. Hierzu wurden die Achslager aller 16 Achsen mit Beschleunigungssensoren ausgestattet, welche die Rad-Schiene-Interaktion während der Überfahrt aufzeichnen. [Abb.-3] zeigt beispielhaft einen an einem Achslager montierten Beschleunigungssensor. Wie in [11] nachgewiesen, kann aus diesen fahrzeugseitigen Messdaten die Resonanzfrequenz der Brücke direkt vom Fahrzeug aus identifiziert werden. Abb. 2: Messtechnik an der Versuchsbrücke (braun: Beschleunigungssensoren, gelb: DMS, lila: Temperatursensoren, grün: Achslastmessstellen) Abb. 3: Beschleunigungssensor am Achslager des instrumentierten ICE-TD. Insgesamt wurden die Achslager aller 16 Achsen des Fahrzeugs mit Sensoren ausgestattet. 2.2 Durchführung der Messkampagne Im Mai 2025 fanden Hochtastfahrten statt, bei denen 26-Überfahrten zwischen 10 und 200-km/ h erfasst wurden. Die Abtastraten betrugen 500 Hz für die DMS und die Beschleunigungssensoren am Tragwerk, 5.000-Hz für die Achslastmessstellen. Ein Schwellwert-Trigger an den Achslastmessstellen startete die Aufzeichnung automatisch. Das fahrzeugseitige Messsystem lief mit konstant 5.000-Hz über die gesamte Fahrt; die einzelnen Brückenpassagen wurden nachträglich über GNSS-Daten lokalisiert und ausgeschnitten. 3. Auswertung 3.1 Geschwindigkeitsabhängige Ermüdungsschädigung Im ersten Auswertungsschritt wird quantifiziert, wie die Ermüdungsschädigung von der Überfahrtsgeschwindigkeit abhängt. Grundlage sind die DMS-Signale, die mit apread [13] eingelesen und mit SciPy [14] weiterverarbeitet wurden. Ein Butterworth-Tiefpass 4. Ordnung (Grenzfrequenz 30-Hz) entfernt hochfrequentes Rauschen. Weil das Tragwerk im Gebrauchszustand linear-elastisch bleibt, folgen die Spannungen unmittelbar aus den Dehnungen über das Hookesche Gesetz (E-=-210.000-MPa). Sie werden als Nennspannungen für die Ermüdungsrechnung angesetzt. Für jede Überfahrt und jede Messstelle wird aus dem Spannungssignal per Rainflow-Zählung [15] ein absoluter Schadenswert bestimmt und nach der linearen Hypothese von Palmgren-Miner akkumuliert; zugrunde liegen Wöhlerlinien mit den Steigungen m-=-3 und m-=-5. Auf eine Dauerfestigkeitsgrenze wird verzichtet, damit auch kleine Amplituden aus der dynamischen Interaktion konservativ in die Bewertung eingehen. Da im Weiteren nur Schädigungsverhältnisse betrachtet werden, spielt die ge- 268 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen wählte Referenzschwingbreite keine Rolle: Jeder Schaden D i wird auf den Maximalwert D max bezogen, der bei der Resonanzüberfahrt entsteht. Die zugehörige Geschwindigkeit definiert die Resonanzgeschwindigkeit v res ; aufgetragen werden die Ergebnisse über die Abweichung Δv von dieser Geschwindigkeit [Abb. 4]. Neben dem relativen Schaden D rel wird der Lebensdauerverlängerungsfaktor (LDF) als dessen Kehrwert angegeben [Gl. 1]. Im Resonanzfall nimmt er den Wert 1 an. Dies entspricht maximaler Schädigung und minimaler Lebensdauer. Er gibt an, auf welches Vielfache die rechnerische Restnutzungsdauer anwächst, wenn Überfahrten dauerhaft mit dem jeweiligen Abstand Δv zur Resonanzgeschwindigkeit erfolgen. LDF = 1 / D rel [Gl. 1] Erwartungsgemäß liegt das Schädigungsmaximum bei Δv- =- 0 und fällt zu beiden Seiten steil ab. Schon eine Anpassung um ±5-km/ h senkt die Schädigung um etwa ein Viertel und hebt die rechnerische Lebensdauer um rund ein Drittel an (LDF-»-1,33); ab einem Abstand von ±15-km/ h zur Resonanzgeschwindigkeit verdoppelt sich die rechnerische Nutzungsdauer mindestens. Abb. 4: Relativer Schaden und Lebensdauerverlängerungsfaktor in Abhängigkeit der Geschwindigkeitsabweichung Δv für Wöhlerlinien-Steigungen m-=-3 (rot) und m-=-5 (blau) für alle gemessenen Punkte aller Überfahrten des ICE-TD 3.2 Übertragung auf weitere Zugtypen Damit das Verfahren auch für messtechnisch nicht erfasste Zugtypen nutzbar ist, wird die Brücke als gelenkig gelagerter Euler-Bernoulli-Balken modelliert und an die indirekt identifizierte erste Eigenfrequenz, die Massenbelegung und die Dämpfung angepasst, die methodische Beschreibung der Modellkalibrierung würde den Rahmen dieses Beitrags sprengen. Für das Fahrzeug kommt ein ebenes Mehrkörpermodell mit sechs Freiheitsgraden je Wagen zum Einsatz: Wagenkasten und Drehgestelle als starre Körper mit je einem Hub- und einem Nickfreiheitsgrad, verbunden über lineare Feder-Dämpfer-Elemente. Die Radsätze werden als ungefederte Massen berücksichtigt; unter der Annahme eines starren Rad-Schiene-Kontakts folgen sie der Fahrbahnverformung und besitzen keine eigenen Freiheitsgrade. Als weiterer Zug wird der ICE 2 simuliert, die Parameter des ICE 2 Modells stammen aus einem frei zugänglichen Datensatz [16]; die des ICE-TD unterliegen der Vertraulichkeit des Herstellers. Zug und Brücke werden getrennt mit dem Newmark-Verfahren integriert und über eine iterative Anpassung der Kontaktkräfte lose gekoppelt. Eine detaillierte Beschreibung der Berechnungsmethodik findet sich in [17]. Das so kalibrierte Modell gibt das gemessene Aufschaukelungsverhalten wieder und verfehlt die kritische Geschwindigkeit lediglich um etwa 1- km/ h. [Abb.-5] zeigt den Vergleich zwischen gemessener und simulierter Tragwerksantwort des ICE-TD in Abhängigkeit von der Überfahrtsgeschwindigkeit. Die Messwerte sind als Mittelwert sowie als Minimal- und Maximalband dargestellt. Das Mehrkörpermodell bildet den Anstieg der Tragwerksantwort bis zur Resonanz und die Lage der kritischen Geschwindigkeit sehr gut ab. Die aus der Messung bestimmte kritische Geschwindigkeit beträgt 174-km/ h, die Simulation liefert 173-km/ h. Damit wird die Resonanzgeschwindigkeit mit einer Abweichung von nur etwa 1 km/ h getroffen. Oberhalb der Resonanz liegt die simulierte Antwort tendenziell über den Messwerten, was auf die verein- 7. Brückenkolloquium - September 2026 269 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen fachte Balkenmodellierung zurückgeführt wird, die Schadensprognosen liegen in diesem Bereich somit auf der sicheren Seite. Anschließend werden mit dem Modell ICE-2-Überfahrten zwischen 100 und 200-km/ h berechnet. Der ICE 2 weicht in seiner Konfiguration erheblich vom ICE-TD ab [Tab.-1]: Er besitzt 56-Achsen und ist mit 352-m rund dreieinhalbmal so lang wie der viergliedrige Messzug. Abb. 5: Vergleich der gemessenen und simulierten normalisierten Tragwerksantwort des ICE-TD in Abhängigkeit von der Überfahrtsgeschwindigkeit. Die kritische Geschwindigkeit beträgt 174-km/ h in der Messung und 173-km/ h in der Simulation. Tab. 1: Vergleich der untersuchten Zugkonfigurationen Merkmal ICE-TD ICE 2 Wagen 4 14 Achsen 16 56 Zuglänge 99-m 352-m In der Simulation zeigt der ICE 2 eine deutlich schärfere, schmalere Resonanzspitze [Abb.-6]. Ursache ist die große Zahl gleichmäßig aufeinanderfolgender Achsen: Die periodische Anregung dauert lange genug an, um das Tragwerk nahezu in den stationären Resonanzzustand zu treiben - wird die Anregung nur wenig verstimmt, bricht die Überhöhung rasch zusammen. Dem kurzen ICE-TD fehlen dafür die Zyklen, seine Resonanzspitze bleibt breiter und flacher. Kleine Geschwindigkeitskorrekturen wirken beim langen Zug deshalb noch stärker: ±5-km/ h genügen bereits, um die Schädigung zu halbieren (LDF-»-2 statt ca. 1,33 beim ICE-TD). Der Ablauf aus Drive-by-Identifikation, Modellkalibrierung und Simulation erlaubt damit zugspezifische Ausweichstrategien, ohne dass je Fahrzeugtyp eine eigene Messkampagne nötig wäre. Eine Validierung mit echten Messungen zweier unterschiedlicher Züge an derselben Brücke erfolgte bisher nicht, die Übertragbarkeit ist daher zurzeit nur numerisch untersucht. Abb. 6: Simulierte relative Schädigung und Lebensdauerverlängerungsfaktor für ICE 2 im Vergleich zur Messung mit dem ICE-TD in Abhängigkeit der Geschwindigkeitsabweichung Δv 4. Überwachung der Tragwerksbeschleunigungen im Vorbeifahren Die verfügbaren Achslagerbeschleunigungsmessungen eröffnen über die Frequenzidentifikation hinaus eine zweite Anwendung: die Kontrolle der Tragwerksbeschleunigungen. Um die Stabilität des Schotterbetts zu gewährleisten, begrenzt der Eurocode die vertikale Beschleunigung von Brücken mit Schotteroberbau auf 3,5-m/ s 2 [18]; die österreichische ONR 24008 lässt bei Bestandsbauwerken bis zu 6- m/ s 2 zu [19]. Diesen Nachweis flächendeckend mit bauwerksseitiger Sensorik zu überwachen, wäre kaum leistbar. In [20] wurde daher untersucht, wie zuverlässig sich die Tragwerksbeschleunigung aus den Achslagerbeschleunigungen ableiten lässt. Datengrundlage sind zwei Feldversuche mit synchron erfassten Messungen an Zug und Brücke: ein ICE 4 auf der Schmutterbrücke (Stützweite 19,5-m) sowie der ICE-TD auf der in Kapitel- 2 vorgestellten EÜ Garather Bach. Weil Gleislagefehler die Achslagersignale geschwindigkeitsabhängig prägen, wird ein Residualsignal gebildet: Vom Signal einer Achse wird das zeitlich verschobene Signal einer vorauslaufenden Achse subtrahiert, sodass sich die fahrwegbedingten Anteile weitgehend auf heben und die Brückenschwingung sichtbar wird. Der Vergleich der Maximalwerte von Residual- und Brückensignal ergab über beide Feldversuche mittlere Betragsabweichungen von rund 22 bis 24-%, wobei der Fehler mit zunehmender Amplitude deutlich zurückgeht [20]. Gerade in resonanznahen Zuständen, also dort, wo der Grenzwert relevant wird, ist die Abschätzung folglich am verlässlichsten. Mit derselben Sensorik, die die Eigenfrequenzen liefert, lässt sich damit auch der für die Gebrauchstauglichkeit maßgebende Beschleunigungsnachweis im Regelverkehr überwachen. Ein naheliegender nächster Schritt ist die modellbasierte Auswertung der Achslagerbeschleunigungen: Anstelle eines reinen Vergleichs der Maximalwerte könnte die vollständige Strukturant- 270 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen wort herangezogen werden, um die Tragwerksbeschleunigungen genauer abzuschätzen. 5. Zusammenfassung und Ausblick Die zusammengetragenen Ergebnisse zeigen am Fallbeispiel experimentell, dass sich die rechnerische Lebensdauer resonanzempfindlicher Eisenbahnbrücken durch eine resonanzadaptive Geschwindigkeitssteuerung wirksam verlängern lässt. Resonanznahe Überfahrten dominieren die Schädigung, der Schaden reagiert jedoch sehr empfindlich auf die Geschwindigkeitsabweichung. Daraus ergeben sich für den Betrieb zwei abgestufte Strategien: • Betriebsoptimiert: Mit Δv-»-±5 km/ h sinkt der relative Schaden um rund ein Viertel, die rechnerische Lebensdauer steigt um ein Drittel. Dies ist meist ohne spürbare Fahrplaneinbußen umsetzbar. • Lebensdaueroptimiert: Wird der Abstand auf Δv- » ±15- km/ h vergrößert, verdoppelt sich die rechnerische Nutzungsdauer (LDF-»-2). Die ICE-2-Simulationen machen zudem deutlich, dass lange Züge von kleinen Korrekturen noch stärker profitieren; die Messwerte des kurzen ICE-TD sind insofern als konservative Schätzung für den erzielbaren Lebensdauerverlängerungsfaktor zu verstehen, bei längeren, regelmäßig angeregten Zugkonfigurationen ist der erzielbare Effekt größer. Ergänzend zeigt die Auswertung der Achslagerbeschleunigungen, dass die fahrzeugseitige Sensorik nicht nur zur Identifikation resonanzkritischer Geschwindigkeiten genutzt werden kann, sondern auch zur Kontrolle der für die Schotterbettstabilität maßgebenden Tragwerksbeschleunigungen. Damit adressiert das Drive-by Monitoring sowohl die Ermüdungsbeanspruchung als auch einen wesentlichen Gebrauchstauglichkeitsnachweis. Offen ist insbesondere, welche Modelltiefe ein netzweiter Digitaler Schatten für unterschiedliche Analysen haben sollte. Der hier verwendete kalibrierte Balken bildet die Resonanzlage sehr genau ab, stößt aber bei Torsions- und höheren Eigenformen an Grenzen. Diese Frage der Modellierungstiefe ist ein Fokus des laufenden DFG-Projekts „Digitaler Schatten des gesamten Eisenbahnbrückennetzes: Modellanpassung durch Drive-by Monitoring“. Konzeptionell ist der Schritt vom Digitalen Schatten zum Digitalen Zwilling vollzogen: Die Rückkopplung der Messinformation in den Betrieb erlaubt es dem Infrastrukturbetreiber, zwischen Durchsatz und Substanzschonung abzuwägen. Offene Aufgabe für die Zukunft ist die Einbindung in die Leit- und Sicherungstechnik, etwa ETCS, damit angepasste Geschwindigkeitsprofile den Zügen automatisiert bereitgestellt werden können. Danksagung Die Messdaten der Hochtastfahrten entstanden im Projekt InVo - Infrastrukturmonitoring im Vorbeifahren (FKZ 19F1188), das vom Bundesministerium für Digitales und Verkehr (BMDV) über die Innovationsinitiative mFUND gefördert wurde. Die Methodik des Drive-by Monitorings wird im DFG-Projekt „Digitaler Schatten des gesamten Eisenbahnbrückennetzes: Modellanpassung durch Driveby Monitoring“ (Projektnr. 568368712) weiterentwickelt. Allen Fördergebern gilt der Dank der Autoren. Literatur [1] Karimi, S.: Experimentelle und numerische Untersuchung der Wechselwirkung zwischen Tragwerk und Gleis. Dissertation, Universität für Bodenkultur Wien, 2020. [2] Firus, A.; Berthold, H.; Schneider, J.; Grunert, G.: Untersuchungen zum dynamischen Verhalten einer Eisenbahnbrücke bei Anregung durch den neuen ICE 4. In: VDI-Berichte 2321 (2018), Nr.-6, S.-233-248. [3] Matsuoka, K.; Tanaka, H.; Kawasaki, K.; Somaschini, C.; Collina, A.: Drive-by methodology to identify resonant bridges using track irregularity measured by high-speed trains. In: Mechanical Systems and Signal Processing 158 (2021), S.-107667. [4] Haghani, R.; Al-Emrani, M.; Heshmati, M.: Fatigue-prone details in steel bridges. In: Buildings-2 (2012), S.-456-476. DOI-10.3390/ buildings 2040456. [5] Stollwitzer, A.; Bettinelli, L.; Fink, J.: Vertical track-bridge interaction in railway bridges with ballast superstructure: experimental analysis of dynamic stiffness and damping behavior. In: International Journal of Structural Stability and Dynamics 25 (2025), Nr. 24, S. 2540008. [6] Grunert, G.; Grunert, D.; Behnke, R.; Schäfer, S.; Liu, X.; Challagonda, S. R.: A Machine Learning-Based Algorithm for the Prediction of Eigenfrequencies of Railway Bridges. In: International Journal of Structural Stability and Dynamics 25 (2025), Nr. 24, S.-2540016. [7] Lorenzen, S. R.; Berthold, H.; Fritzsche, M. J. A.; Rupp, M. M.; Riedel, H.; Apostolidi, E.; Schneider, J.: Long-term validation of virtual sensing of a railway bridge with ballasted superstructure. In: ce/ papers 6 (2023), Nr. 5, S.-725-733. [8] Gonzalez, I.; Karoumi, R.: Analysis of the annual variations in the dynamic behavior of a ballasted railway bridge using Hilbert transform. In: Engineering Structures 60 (2014), S.-126-132. [9] Lorenzen, S. R.; Berthold, H.; Rupp, M.; Schmeiser, L.; Apostolidi, E.; Schneider, J.; Brötzmann, J.; Thiele, C.-D.; Rüppel, U.: Deep learning based indirect monitoring to identify bridge natural frequencies using sensors on a passing train. In: Bridge Safety, Maintenance, Management, Life-Cycle, Resilience and Sustainability. CRC Press, 2022, S.-401-409. [10] Yang, Y. B.; Lin, C. W.; Yau, J. D.: Extracting the bridge frequencies from the dynamic response of a passing vehicle. In: Journal of Sound and Vibration 272 (2004), Nr. 3-5, S. 471-493. [11] Lorenzen, S. R.: Railway Bridge Monitoring with Minimal Sensor Deployment: Virtual Sensing and Resonance Curve-Based Drive-by Monitoring. 7. Brückenkolloquium - September 2026 271 Monitoring von Eisenbahnbrücken mit Sensoren an Zügen Dissertation, Technische Universität Darmstadt, 2023. DOI 10.26083/ tuprints-00026426. [12] Kritzinger, W.; Karner, M.; Traar, G.; Henjes, J.; Sihn, W.: Digital Twin in manufacturing: A categorical literature review and classification. In: IFAC-PapersOnLine 51 (2018), Nr. 11, S.-1016-1022. [13] Bohmann, L.: APReader: v1.1.2. Zenodo, 2023. DOI 10.5281/ zenodo.8369804. [14] Virtanen, P.; Gommers, R.; Oliphant, T. E. et al.: SciPy 1.0: Fundamental Algorithms for Scientific Computing in Python. In: Nature Methods 17 (2020), S.-261-272. DOI 10.1038/ s41592-019-0686-2. [15] Rainsford, T. J.: rainflow: A Python implementation of the ASTM E1049-85 rainflow cycle counting algorithm. Python package version 3.2.0, 2023. [16] Kohl, A. M.; Clement, K.-D.: Data sets of multibody models for conventional, articulated, and equidistant-axles trains and single span bridges [Data set]. Zenodo, 2024. DOI 10.5281/ zenodo. 13161516. [17] Kohl, A. M.: Investigation of dynamic responses of high-speed railway bridges under consideration of moving load models and multi-body models. Dissertation, Technische Universität Darmstadt, 2025. DOI 10.26083/ tuprints-00029005. [18] DIN EN 1990: Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung. Deutsche Fassung EN 1990: 2002 + A1: 2005 + A1: 2005/ AC: 2010. Berlin: Deutsches Institut für Normung e. V., 2021. [19] Austrian Standards Institute: ONR 24008: Bewertung der Tragfähigkeit bestehender Eisenbahn- und Straßenbrücken. Wien, 2014. [20] Lorenzen, S. R.; Rupp, M. M.; Hübler, C.: Drive-by monitoring to assess railway bridge accelerations. In: Bridge Maintenance, Safety, Management, Digitalization and Sustainability. CRC Press, 2024, S.-1745-1753. DOI 10.1201/ 9781003483755-204. 7. Brückenkolloquium - September 2026 273 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Potential am Beispiel Intelligente Brücke BW2n A117 und Nibelungenbrücke Worms Julia Hau Spree Monitoring GmbH, Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Niklas Epple Spree Monitoring GmbH, Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Camila Andrea Sanchez Trujillo, M. Sc. Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Daniel Fontoura Barroso Spree Monitoring GmbH, Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Norman Diersch Die Autobahn GmbH des Bundes Dr. rer. nat. Ernst Niederleithinger Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Zusammenfassung Die große Zahl deutscher Brücken mit erreichter oder überschrittener Nutzungsdauer wird in den kommenden Jahrzehnten weiter steigen, während Ressourcen für zeitnahe Modernisierungen und Ersatzneubauten fehlen. Eine Alternative bietet kontinuierliches Langzeitmonitoring mit fest in den Beton eingebauten Sensoren auf Basis der Ultraschall-Codawelleninterferometrie (CWI). Die Analyse der gestreuten Signalanteile ermöglicht das hochsensitive Erkennen und Lokalisieren von Materialveränderungen wie Rissen oder Lastabtrag bereits vor deren Sichtbarwerden an der Oberfläche und bildet damit die Grundlage für präventives Erhaltungsmanagement und verlängerte Restnutzungsdauer. Das Potential von CWI-Monitoring konnte sowohl für die Zustandsüberwachung statisch kritischer Bereiche (Nibelungenbrücke, Worms) als auch für das Lebenszyklusmonitoring ab Inbetriebnahme (Neubau BW2n A117) gezeigt werden. Dafür wird die Zuverlässigkeit des Monitorings unter Umwelteinflüssen und die Sensitivität für lastinduzierte Spannungsveränderungen an beiden Bauwerken untersucht und bewertet. 1. Einführung Ein Großteil der Brücken in Deutschland wurde vor Mitte der 1980-er Jahre auf Basis von Lastmodellen gebaut, die längst von der tatsächlichen Verkehrsbelastung überholt wurden. Außerdem wird die Zahl der Brücken, die ihre Nutzungsdauer erreicht oder überschritten haben in den nächsten Jahrzehnten deutlich anwachsen. Da für Ersatzneubauten im erforderlichen Umfang die Ressourcen und Kapazitäten fehlen, sind alternative Lösungen erforderlich, um den sicheren Weiterbetrieb dieser Brücken zu gewährleisten und massive Verkehrseinschränkungen aufgrund gesperrter Brücken zu vermeiden. Die aktive Ultraschall-Codawelleninterferometrie (CWI) ist eine dafür in den letzten Jahren entwickelte Monitoringlösung. Das Verfahren basiert auf der Analyse von Signalveränderungen im hinteren Teil der Ultraschallwelle, der sogenannten Coda. Mit der Coda analysiert man im Beton gestreute Wellen und kann aufgrund der hohen Sensitivität Materialveränderungen wie Risse [1] oder die Alkali-Kieselsäure-Reaktion [2] sowie den Lastabtrag [3] analysieren. Durch den dauerhaften Einbau von Ultraschallsensoren in den Beton kann der Zustand von Betonstrukturen langfristig überwacht werden. Dies wurde zum Beispiel an der Gänstorbrücke Ulm demonstriert [4]. Für die Datenanalyse ist es essenziell, zusätzlich Umwelteinflüsse wie bspw. die Temperatur zu überwachen. Da sich Bauwerke im Laufe der Zeit unterschiedlich verändern, ist es für eine weitere Validierung des Verfahrens notwendig, in zusätzlichen Pilotversuchen an realen Bauwerken Daten zu generieren und deren Langzeitverhalten zu überwachen. Zu diesem Zweck wurden 2025 zwei unterschiedliche Bauwerke, die Nibelungenbrücke 274 7. Brückenkolloquium - September 2026 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Worms, ein Bauwerk aus den 1950er Jahren, und ein Neubau in Brandenburg an der Grenze zu Berlin, mit eingebetteten Ultraschallsensoren ausgestattet. Während bei der Nibelungenbrücke der Fokus auf der Überwachung eines Risikobereichs am Kragarmanschnitt liegt, soll bei der Neubaubrücke BW2n A117 das Langzeitverhalten analysiert werden, da die CWI bei Einsatz ab Neubau für ein Dauermonitoring über die gesamte Lebensdauer einer Brücke geeignet ist und die Erkenntnisse ins Lebenszyklusmanagement einfließen können. Die beiden Pilotanwendungen decken damit zwei unterschiedliche Einsatzszenarien der CWI ab. Zum einen den nachträglichen Einbau an einem Bestandsbauwerk zur gezielten Überwachung identifizierten Risikobereiche, zum anderen die Integration im Neubau zur Etablierung eines lückenlosen Langzeitmonitorings über den gesamten Lebenszyklus. Während bei der Nibelungenbrücke die Schadensfrüherkennung an einer statisch kritischen Stelle im Vordergrund steht, liegt der Fokus bei der BW2n A117 auf der Frage, ob und wie CWI-Daten ab der Inbetriebnahme systematisch in ein präventives Erhaltungsmanagement überführt werden können. Beide Anwendungsfälle ermöglichen gemeinsam eine Bewertung des Verfahrens sowohl für den Bestand als auch für zukünftige Neubauten. 2. Die Codawelleninterferometrie 2.1 Theorie Das Messprinzip der Ultraschall-Codawelleninterferometrie beruht auf der Auswertung aufeinanderfolgender Messungen bei gleichen Ankopplungsbedingungen. Bei der Analyse werden neben der klassischen Auswertung direkt zwischen Sender und Empfänger transportierter Wellen, speziell reflektierte und gestreute, später ankommende Codawellen ausgewertet. Diese Wellen enthalten Informationen aus einem größeren Materialvolumen um das Sender-Empfänger-Paar [5, 6], eine Sensitivitätsanalyse kann anhand verschiedener Modelle (z. B. [7]) durchgeführt werden. Veränderungen im ausgeleuchteten Materialvolumen, die die Wellenausbreitung beeinflussen, werden durch Signalveränderungen angezeigt. Dabei ist die CWI sehr sensitiv gegenüber kleinsten Veränderungen, da die Wellen die Schäden zum Teil mehrmals durchlaufen und der Effekt dieser Änderungen kumuliert [5]. Die Auswertung erfolgt dabei zunächst meist mit dem sogenannten Stretching-Algorithmus [8]: Unter Verwendung verschiedener Dehnungsfaktoren α werden die Signale (A-Bilder) u und ũ innerhalb eines Zeitfensters (t 1 ,t 2 ) ausgewertet. Bei der Stretching-Methode entspricht derjenige Dehnungsfaktor α, welcher CC-→ 1 maximiert, der relativen Geschwindigkeitsänderung α = - dv/ v im Material zwischen der Referenzmessung u (Baseline) und einer beliebigen nachfolgenden Messung ũ. In der in dieser Publikation beschriebenen kontinuierlichen Überwachungsanwendung wird eine feste Referenz verwendet. Dieses Vorgehen ist zulässig, solange der Korrelationskoeffizient und damit die Signalähnlichkeit hinreichend hoch bleiben. Ein Grenzwert dafür ist im Einzelnen von der Monitoringaufgabe und dem Signal-Rausch-Verhältnis abhängig. Im Falle eines Langzeitmonitorings mit ausgeprägten, beispielsweise umgebungsbedingten Signaländerungen, bei dem eine Nachverfolgung der Geschwindigkeitsänderung über einen längeren Zeitraum erforderlich ist, empfiehlt sich hingegen der Übergang zu einer gleitenden oder schrittweisen Referenz [9, 10]. 2.2 Sensoren und Messgerät Für die dauerhafte Überwachung haben sich Ultraschallsensoren des Typs ACS-S0708 (Mittenfrequenz 70 kHz, Anregungsspannung 250 Vpp) etabliert [11]. Diese sind speziell für die dauerhafte Einbettung in Beton entwickelt worden. Die Sensoren können entweder nachträglich in Bauwerke eingebaut oder direkt vor der Betonage an der Bewehrung angebracht und somit auch im Neubau eingesetzt werden. Da die Sensoren sowohl als Sender, als auch als Empfänger betrieben werden können, lässt sich der Sensoreinsatz durch optimierte Sensorplatzierung effizient gestalten. Der Einsatz der Sensoren wurde im Labor und an reellen Bauwerken erprobt und hat dabei eine hohe Dauerhaftigkeit und geringe Ausfallrate gezeigt [4]. Für die Datenerfassung ist vor Ort ein Messgerät erforderlich, das die Daten in regelmäßigen Abständen erfasst und zur Auswertung in eine Datenbank überträgt. In vorhergehenden Experimenten an der Gänstorbrücke Ulm wurde ein Messgerät verwendet, das auf einem Raspberry PI basierend zuverlässig alle 2 Stunden Daten erfassen kann. Aufgrund der langsamen Wiederholrate musste bei Experimenten, die häufige aufeinanderfolgende Messungen erfordern jedoch auf ein kommerzielles Messsystem zurückgegriffen werden. Da diese aufgrund des Preises und des Designs oft nicht langfristig an Bauwerken für Monitoring eingesetzt werden können, hat Spree Monitoring ein speziell für die CWI maßgeschneidertes Messsystem entwickelt. Dies kann mit einer zentralen Steuereinheit (Main) und mehreren Knoten (Nodes) mit bis zu 90 Kanälen Ultraschall- und Temperaturdaten erfassen und über das Mobilfunknetz übertragen. Durch ein schnelles Multiplexing kann ein vollständiger Messzyklus (>100 Sensorkombinationen) in wenigen Sekunden erfasst werden, was sowohl einen Einsatz im Dauermonitoring als auch gelegentlich stattfindende Experimente oder genauere Überprüfungen ermöglicht. 7. Brückenkolloquium - September 2026 275 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Abb. 1: (a) Sensor ACS S0708; (b) Messgerät Spree Monitoring mit 30 Ultraschall und 10 Temperaturkanälen (Node) und Hauptsteuereinheit (Main). 3. Die Bauwerke 3.1 Nibelungenbrücke Worms Die Nibelungenbrücke wurde zwischen 1951 und 1953 als 3-feldrige Spannbetonbrücke im Auslegerverfahren gebaut und führt die B47 über den Rhein in Richtung Rheinland-Pfalz nach Worms. Der Überbau besteht aus zwei als Kragarme ausgebildeten Hohlkastenträgern. Aufgrund unzureichender Biegefestigkeit wurde die Brücke zusätzlich extern vorgespannt. Anstelle eines für 2028 geplanten Ersatzneubaus wurde die Instandhaltungsstrategie angepasst und verschiedene Monitoringsysteme installiert, um die Brücke über die geplante Nutzungsdauer hinaus weiter sicher zu betreiben. Zusätzlich zu den vom LBM RP beauftragten Systemen, Schlauchwaagen, DFOS, geodätische Messungen und GNSS-Monitoring, wurde ein Hohlkasten am Kragarmanschnitt mit Ultraschallsensoren für CWI-Monitoring ausgestattet [12]. Da die Nachrechnung ein Querkraftdefizit ergab und somit das Risiko für Spaltzugversagen und Einschnürung der Druckzone am Kragarmanschnitt besteht, soll das CWI- Monitoring zum frühzeitigen Erkennen und Lokalisieren von Rissentstehung im Bauteilinnern sowie zur Überwachung von Verschiebungen zwischen Zug- und Druckzone in diesem Bereich genutzt werden. Hierzu wurde ein Messfeld aus 24 Ultraschallsensoren in Hohlkastenwand und -boden des Unterstrom-Hohlkastens am Kragarmanschnitt des rheinland-pfälzischen Landpfeilers installiert, wie in Abbildung- 2 dargestellt. Zur Erfassung der die Ultraschallmessungen beeinflussenden Temperaturänderungen wurden zusätzlich Temperatursensoren im Messfeld integriert. Die horizontalen und vertikalen Abstände zwischen den Sensoren betragen jeweils ca. 1,50-m, die Einbautiefe entspricht der Hälfte der jeweiligen Bauteilstärke. Im normalen Langzeitmonitoring erfolgen die Messungen aller Sender-Empfänger-Kombinationen alle zwei Stunden, um sowohl den Einfluss von Temperaturschwankungen auf die Signale als auch langfristige Trends in der Geschwindigkeitsänderung zu erfassen. Vor Beginn des Langzeitmonitorings wurden vom 19. bis 20.11.2025 Belastungsexperimente durchgeführt, die statische Belastung sowie dynamische Überfahrten mit bis zu vier 30-t schweren Lkw umfassten und der Verifikation der aktuellen Nachrechnung auf Lastniveau BK60/ 30 sowie des FE-Modells dienten [13]. Vor dem schrittweisen Lastauf bringen bis zur Maximallast von 120-t (4-Lkw) wurde zunächst an jeder Laststellung (LP) der lastfreie Zustand erfasst. Nach Erreichen von 90-t (3-Lkw) erfolgte eine Sichtprüfung auf Risse. Während des gesamten Experiments betrug das Messintervall für die CWI fünf Minuten, allerdings sind nur die Laststellungen LP-1 und LP-2 für das CWI-Monitoring erfassbar, wobei hier nur die Auswertung von LP-1 vorgestellt wird. 3.2 BW2n A117 Der Ersatzneubau der Brücke BW2n zwischen AD Waltersdorf und AD Berlin Treptow der A-117 wurde in zwei Bauabschnitten (Teilbauwerke TBW-1 und TBW-2) von 2024 bis 2026 als 12-stegiger (6 Fertigteilträger pro Richtungsfahrbahn (RIFA)) Stahlbeton-Plattenbalken mit Ortbetonergänzung und biegesteifer Einbindung in die Widerlager hergestellt. Die Stützweite beträgt 16,50-m, die Überbauhöhe 0,95-m und der Kreuzungswinkel 75-gon. Die Bemessung erfolgte gemäß LM1 (DIN EN 1991-2) sowie MLC 50/ 50-100 (STANAG 2021). Im TBW-1 (RIFA nach AD Waltersdorf) wurden zwei der sechs Fertigteilträger (FT-02 und FT-05) Anfang 2025 mit jeweils 25 Ultraschall- und 10 Temperatursensoren ausgestattet. Das Sensorraster ist in Abbildung-3 dargestellt, die vertikalen und horizontalen Abstände der Sensoren untereinander betragen 0,60-m, die Einbautiefe entspricht der halben Bauteilstärke. Die Sensoren wurden bereits im Fertigteilwerk an der Bewehrung befestigt und mit einbetoniert. Die hier vorgestellten Ergebnisse beziehen sich auf FT-02. Das Einbetten der Sensoren im Zuge der Herstellung bzw. Betonage hat Vorteile gegenüber dem nachträglichen Einbau mittels Bohrungen; bspw. entfällt das Risiko versehentlicher Beschädigung von Einbauteilen wie Bewehrung oder Spannkanälen durch das Anlegen des Bohrkanals. Allerdings erschwert die Kabelführung im Bauteilinnern die Einschätzung von Störungsursachen und Risiken für die Langlebigkeit. 276 7. Brückenkolloquium - September 2026 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Abb. 2: Nibelungenbrücke - Kragarmanschnitt mit den Positionen der insgesamt installierten 30 Ultraschallsensoren (blau) und 10 Temperatursensoren (rot umrandet). Die Installation erfolgte von der Innenseite des Hohlkastens aus (a) im stromabwärts gelegenen Träger auf der rheinland-pfälzischen Seite (b). Abb. 3: BW2n A117 - Einbau der Fertigteilträger des ersten Bauabschnitts TBW-1 (oben) und Längsschnitt (unten) mit den Positionen der installierten 25 Ultraschall- (blau-grün) und 10 Temperatursensoren (orange umrandet). Die Installation erfolgte vor Betonage im Fertigteilwerk, es wurden zwei Träger (FT-02 und FT-05) mit jeweils 25 Ultraschallsensoren und 10 Temperatursensoren ausgestattet. Vor Öffnung der Brücke für den regulären Verkehr wurde in der Nacht vom 18. auf den 19.07.2025 ein Belastungsversuch mit statischer Belastung sowie dynamischen Überfahrten durchgeführt, um die Funktionalität der Messverfahren (außer CWI-Monitoring wurden DFOS- Systeme und Feuchtesensoren eingebaut) zu testen und die Reaktion der hinsichtlich des normalen Verkehrs noch unbelasteten Brücke als Referenzzustand zu untersuchen. Die statische Belastung wurde für jeden der beiden Fahrstreifen an drei Positionen durch einen 36- t schweren, 3-achsigen Mobilkran aufgebracht. Vor Anfahren der ersten Lastposition und nach Abschluss der statischen Belastung aller Positionen wurde der lastfreie Zustand gemessen. Die Überfahrten erfolgten ebenfalls pro Fahrstreifen mit jeweils 30 und 50-km/ h. 4. Monitoringergebnisse An der Nibelungenbrücke konnten kurz nach dem Einbau alle verbauten Sensoren auf ihre Funktionsfähigkeit geprüft werden. Dabei wurden keine Defekte festgestellt. Im Dauerbetrieb sollten zunächst das Messgerät auf seine Dauerhaftigkeit sowie die Sensoren und Ultraschallsignale auf den Einfluss von Umweltfaktoren hin untersucht werden. Als größtes Problem stellte sich dabei der Mobilfunkempfang heraus, wodurch das Messgerät mehrfach ausgefallen ist. Auf Basis dieser Ergebnisse konnte die Messelektronik optimiert werden, sodass auch bei schlechtem Empfang keine Daten verloren gehen. Die Sensoren, die bei der Betonage der Fertigteile der BW2n A117 eingebaut wurden, konnten nicht direkt nach der Betonage auf ihre Funktionstüchtigkeit überprüft werden. Bei den ersten Messungen während des Belas- 7. Brückenkolloquium - September 2026 277 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring tungsversuchs (18./ 19.07.2025) wurde am FT-02 ein Defekt an einem Sensor festgestellt. Dieser Sensor ist sowohl als Sender als auch als Empfänger ausgefallen. Im weiteren Verlauf des Dauermonitorings, ab Bereitstellung einer dauerhaften Stromversorgung, wurden Defekte an zwei weiteren Sensoren im FT-05 festgestellt. Ob diese Defekte Folge der Betonage oder des Transports sind, lässt sich nicht zweifelsfrei klären. Aufgrund des dichten Sensornetzwerks sind diese Ausfälle jedoch verkraftbar. 4.1 Dauermonitoring In Abbildung 4 sind die Ultraschallgeschwindigkeiten für fünf zufällig ausgewählte Messpaare sowie der Temperaturverlauf im Beton über zwei Wochen für FT-02 der BW2n A117 dargestellt. Alle Messergebnisse zeigen einen starken, aber ähnlichen, inversen Einfluss der Temperatur auf die Ultraschallgeschwindigkeit. Speziell im Sommer, bei starken Tag-Nacht-Temperaturschwankungen ist eine gute Kenntnis der Temperatureinflüsse auf das Bauwerk und ein lückenloses Monitoring der Temperaturen im Beton essenziell, um Veränderungen in der Ultraschallgeschwindigkeit, die auf potenzielle Schäden hindeuten, nicht mit Temperatureinflüssen zu verwechseln. Da die Ultraschall-Codawellen ein größeres Bauteilvolumen durchlaufen, die Temperaturwerte jedoch punktuelle Messungen sind, kann zwischen Temperatur und Geschwindigkeitsänderung ein Zeitversatz auftreten [14]G. Dieser Zeitversatz wurde durch Maximierung der Kreuzkorrelation zwischen Temperatur- und Geschwindigkeitszeitreihen bei unterschiedlichen Zeitverschiebungen bestimmt. Im Allgemeinen ist der Zusammenhang aber linear [6]. Daher lässt sich mittels einer linearen Regression ein Modell ableiten, das nach Behebung des Zeitversatzes die Definition eines Temperaturkorridors ermöglicht, in dem die Geschwindigkeitsänderungen mit großer Wahrscheinlichkeit allein aus Temperaturänderungen resultieren. Dies ist beispielhaft für ein Messpaar in Abbildung 5 dargestellt, welche den Verlauf der relativen Geschwindigkeitsänderung für denselben Zeitraum zeigt, der in Abbildung 4 dargestellt ist. Für das dargestellte Messpaar führt eine Temperaturerhöhung um 1°-C zu einem Geschwindigkeitsabfall von 0.065-%. Bei einem Zeitversatz von 2 Stunden wird mithilfe der Standardabweichung des Temperaturfits ein Temperaturkorridor berechnet. Dieser stellt dann eine Alarmschwelle dar, die sich kontinuierlich im Dauermonitoring anpasst. Im gezeigten Beispiel liegen alle Werte im Temperaturkorridor. Dies zeigt, dass beim Dauermonitoring mit gleichzeitiger Temperaturüberwachung eine automatisierbare Detektionsschwelle definiert werden kann, die als frühzeitiges Warnsystem und Auslöser für weitergehende Analysen dient. Abb. 4: Ultraschall Geschwindigkeitsänderung und Temperaturverlauf für zufällig ausgewählte Messpaare an der BWn2 A117. Der Temperaturverlauf ist umgekehrt proportional zum Geschwindigkeitsverlauf. Der Einfluss der Temperaturänderungen ist unabhängig von der Sensorposition. Abb. 5: BW2n A117 - Geschwindigkeitsverlauf für ein Messpaar im FT-02, mit Temperaturkorridor. Die Geschwindigkeitsänderung beträgt - 0.065-%/ °-C, die Verzögerung der Wärmediffusion ist mit einer Korrektur von 2 Stunden berücksichtigt. 4.2 Lastexperimente Sowohl an der Nibelungenbrücke als auch an der BW2n A117 wurden kurz nach der Sensorinstallation Lastexperimente durchgeführt. Eine große Last auf dem Bauwerk und der daraus resultierende Lastabtrag führen zu Druck- und Zugspannungen, die die Wellengeschwindigkeiten erhöhen oder verringern. Diese Experimente können einerseits zur Kalibrierung der Sensitivität der Messungen (1D) und andererseits zur räumlichen Analyse des Lastabtrags (2D/ 3D) aufschlussreich sein. BW2n A117 Im Lastexperiment an der BW2n A117 wurde die Struktur nacheinander an drei Positionen, Bauwerksanfang, Bauwerksmitte und Bauwerksende, belastet. Abbildung-6 zeigt den Geschwindigkeitsverlauf und die Korrelationskoeffizienten für alle drei Lastpositionen mit Referenz zum unbelasteten Ausgangszustand und nach Ende der Belastung für drei Sensorpaare an der Unterkante des Bauwerks. Aufgrund begrenzter Messelektronik konnte 278 7. Brückenkolloquium - September 2026 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring während des Experiments nur mit 20 der 25 Sensoren in FT-02 gemessen werden. In den Geschwindigkeitsverläufen wird deutlich, dass durch die Last in Brückenmitte und die resultierende Durchbiegung Zugspannungen auftreten (orange Kurve). Die Zugspannungen sind bei Last in Feldmitte am größten, aber auch bei Belastung im Auflagerbereich signifikant. Die Messungen an beiden Rändern des Bauwerks zeigen ein anderes Verhalten. Hier erhöht sich die Ultraschallgeschwindigkeit infolge der Belastung. Folglich entstehen durch den Lastabtrag an den Bauwerksrändern Druckzonen, die im Ultraschallsignal zu Geschwindigkeitserhöhungen an beiden Seiten führen; bei direkter Last (Sensorpaare im unmittelbaren Bereich des Lastauftrags) höher als bei indirekter Last. Zwischen Anfahrt der Lastpositionen fand keine Entlastung der Brücke statt, was einen Vergleich der Magnituden von LP-1 und LP-3 schwierig gestaltet, da verzögerte Effekte nicht ausgeschlossen werden können. Bei Betrachtung des Korrelationskoeffizienten ist auffällig, dass dieser in den Druckzonen stark abfällt. Dies deutet darauf hin, dass dort eine aufgrund der biegesteifen Einbindung erwartbare, deutlich komplexere Spannungsverteilung auftritt und die Änderungen im betrachteten Signalfenster nicht aus einer einheitlichen Spannungsänderung resultieren. Trotzdem dominiert in diesen Bereichen Druckspannung, was sich an den Geschwindigkeitsänderungen bemerkbar macht. In Brückenmitte kann wegen der hohen Korrelation davon ausgegangen werden, dass mehrheitlich Zugspannungen vorliegen. Abb. 6: Ergebnisse des Belastungsversuchs an der BW2n A117 für drei Sensorpaare im FT-02 im unteren Trägerbereich. Die Belastungszeitpunkte sind mit gestrichelten Linien angezeigt. Abbildung-7 zeigt eine räumliche Darstellung der Veränderungen während der Laststellungen an LP 1 bis LP-3. Rote Bereiche kennzeichnen eine Geschwindigkeitszunahme (Druck), während blaue Bereiche eine Geschwindigkeitsabnahme (Zug) darstellen. Für die Positionen LP-1 und LP-2 liegen die Druckzonen an den äußeren Enden der Brücke, während im mittleren Bereich Zugbeanspruchung auftritt. Dies entspricht dem erwarteten Tragwerksverhalten. Auffällig ist zudem der Bereich am rechten Rand der Struktur (Sensoren 21-25): Während dort bei LP- 1 noch eine deutliche Druckzone erkennbar ist, zeigt sich bei LP-3 ein Vorzeichenwechsel hin zu einer Zugzone. Dies lässt sich dadurch erklären, dass sich die Last bei LP-3 am gegenüberliegenden Ende der Brücke befindet und der zuvor unter Druck stehende Bereich dadurch entlastet wird. Für LP-3 sind die Bereiche in der Bauwerksmitte schwieriger zu interpretieren, da sich Zug- und Druckzonen abwechseln, in der Mitte der Struktur treten sogar Druckspannungen auf. Eine belastbare Erklärung dieses Musters würde eine robustere Inversion erfordern. Als plausibelste Ursache wird derzeit angenommen, dass bei LP-3 nicht mehr alle Achsen des Krans auf dem Bauwerk standen, was im beschriebenen experimentellen Ablauf eine Entlastung darstellt. Für den Bereich auf der rechten Seite zwischen den Sensoren 15-16 und 23-24 liegen aufgrund von Messgerät- Limitationen keine Daten vor. 7. Brückenkolloquium - September 2026 279 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Abb. 7: BW2n A117 - Räumliche Auswertung der lastinduzierten Geschwindigkeitsänderung. Blaue Bereiche kennzeichnen eine Geschwindigkeitsreduktion, was mit Zugspannungen korreliert, rote Bereiche kennzeichnen eine Geschwindigkeitserhöhung, also Druckspannungen. Abb. 8: Die räumliche Darstellung des Belastungsexperiments an der Nibelungenbrücke; analog zu Abbildung 7 bedeuten die blau bzw. rot eingefärbten Bereiche Zugbzw. Druckspannungen. 280 7. Brückenkolloquium - September 2026 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Zusammenfassend zeigte der Belastungstest, dass die beobachteten Reaktionen dem erwarteten Tragwerksverhalten entsprechen. Sowohl direkte als auch indirekte Lastpositionen führten zu klaren und gut interpretierbaren Effekten in den Ultraschallmessungen, wobei die indirekten Lasten geringere, jedoch eindeutig erkennbare Änderungen verursachten. Nibelungenbrücke Abbildung- 8 zeigt die räumliche Verteilung der Geschwindigkeitsänderung (dv/ v) im Sensorarray unter Volllast (120-t), bezogen auf den unbelasteten Referenzzustand der Nibelungenbrücke. Die kleinen kreisförmigen Maxima im Bild sind methodisch bedingte Artefakte des verwendeten Interpolationsverfahrens und daher nicht einzeln zu interpretieren. Aussagekräftig ist ausschließlich der übergeordnete räumliche Trend über das gesamte Sensornetzwerk. Die Abbildung zeigt eine klar erkennbare Zweiteilung des Messfelds in einen oberen Bereich mit negativen dv/ v-Werten (bis etwa - 0,1 %) und einen unteren Bereich mit positiven Werten (bis etwa + 0,1 %), getrennt durch eine Nulllinie im mittleren Abschnitt. Die gemessene Verteilung stimmt qualitativ sehr gut mit dem erwarteten Lastabtrag für den Kragarmbereich überein. Unter Volllast wird die Oberseite des Kragarms auf Zug, die Unterseite auf Druck beansprucht. Insbesondere treten im unteren, druckbeanspruchten Bereich keine negativen Werte auf, wie sie bei einer Rissöffnung zu erwarten wären. Die Messung liefert somit keinerlei Hinweis auf Anomalien, Schädigungen oder Rissbildung und bestätigt damit sowohl das erwartete elastische Tragverhalten unter Last als auch die Ergebnisse der visuellen Inspektion, bei der keine Rissbildung festgestellt werden konnte. 5. Diskussion Temperatureinfluss Wie bei vorherigen Brückenmonitoring-Anwendungen ist der Einfluss der Temperatur auf die gemessenen Geschwindigkeitsänderungen signifikant. Die Einflüsse sind beim Vergleich verschiedener Sensorpaare am Bauwerk BW2n A117 positionsunabhängig bei 0,065-%/ °-C, was deutlich über den Werten an der Nibelungenbrücke oder der Gänstorbrücke (beide 0,04-%/ °-C) [3, 15] liegt. Der Zeitversatz der Temperaturmessung und Geschwindigkeitsänderung liegt aber bei allen Bauwerken bei 2 Stunden. Ob die kürzere Gesamtlänge der Brücke mit der Magnitude des Temperatureinflusses korreliert, muss systematisch untersucht werden. Um last- oder schadensbedingte Abweichungen von Temperaturschwankungen im Dauermonitoring zu unterscheiden, ist ein lineares Temperaturkorridor-Modell erforderlich, um eine Detektionsschwelle festzulegen. Alternativ gibt es Ansätze zur Temperaturkorrektur [14, 16], die im Einzelfall je nach der Qualität des linearen Fits der Temperaturabhängigkeit angewandt werden können. Für Zustandsvergleiche mit mehreren Sensoren ist eine Bewertung der Ergebnisse bei ähnlichen Temperaturen empfehlenswert. Sollen die Daten für einen längeren Zeitraum verglichen werden, ist ein Wechsel zu gleitender oder schrittweiser Referenz notwendig, da sich die Signale bei starken Temperaturunterschieden (z. B. Winter/ Sommer) stärker verändern und der CWI-Algorithmus mit fester Referenz instabil wird. Lastexperimente Die Experimente an beiden Brücken zeigen ein dv/ v-Muster und damit einen Lastabtrag, der mit dem statisch erwarteten Tragverhalten übereinstimmt. Bei der BW2n A117 ist ein klar erkennbarer Zug-/ Druckzonenwechsel erkennbar, obwohl aufgrund der begrenzten Kanalanzahl nur die Hälfte der Struktur analysiert werden konnte. Auch der bei der Verschiebung der Last beobachtete Vorzeichenwechsel von Druckzu Zugspannung am gegenüberliegenden Bauwerksende zeigt, dass selbst indirekte, entfernte Lastwirkungen mit der CWI konsistent und physikalisch plausibel erfasst werden können. Auch an der Nibelungenbrücke ließen sich Druck- und Zugzone klar abgrenzen. Darüber hinaus ist der Übergang von druckdominierten Zonen zu zugdominierten Bereichen deutlich erkennbar. Es kann davon ausgegangen werden, dass der überwachte Bereich unbeschädigt ist, da keine Anomalien (entgegengesetzte Vorzeichen im Messfeld) erkennbar sind. Beim Vergleich der experimentellen Ergebnisse fällt auf, dass die Einflüsse der Last bei der deutlich größeren Nibelungenbrücke geringer sind als bei der BW2n A117. Dies ist physikalisch plausibel, da sich bei der Nibelungenbrücke die Lasteinflüsse auf ein größeres Volumen verteilen. Obwohl die Temperatureinflüsse an der Nibelungenbrücke ebenfalls geringer sind, muss bei größeren Strukturen, bei denen Last- und Temperatureffekte kleiner ausfallen, besonderes Augenmerk auf die Temperaturkompensation gelegt werden. Eine Bewertung der Messergebnisse vor diesem Hintergrund erfordert daher eine deutlich aufwändigere manuelle Interpretation. Die unabhängig voneinander durchgeführten Belastungsversuche dienen neben der Untersuchung des Lastabtrags auch als Kalibrierungsversuche für die Sensitivität des Monitoringsystems. Dabei können unter kontrollierten Bedingungen lastbedingte Geschwindigkeitsänderungen quantifiziert werden, was neben der Analyse des Temperaturverhaltens weiteren Aufschluss über die Detektionsgrenze der Schadenserkennung im Dauermonitoring geben kann. Auch dabei fällt auf, dass bei größeren und komplexeren Bauwerken höhere Anforderungen an die Kalibrierung gestellt werden müssen, da die Einflüsse deutlich geringer ausfallen. Gegebenenfalls müssen die Messungen zur Validierung noch durch andere Messverfahren (z. B. Dehnungsmessungen) ergänzt werden. Zusammenfassung Beide Ergebnisse, die des Dauermonitorings und der Lastexperimente, zeigen, dass das komplexe Verhalten des jeweiligen statischen Systems der Bauwerke durch die CWI-Ergebnisse qualitativ korrekt abgebildet wird. Die Sensitivität des Verfahrens deutet auf ein enormes 7. Brückenkolloquium - September 2026 281 Vorausschauendes Erhaltungsmanagement mit CWI-Monitoring Potenzial hin, Voraussetzungen sind eine fachgerechte und kontrollierte Anwendung sowie die Berücksichtigung von Umwelteinflüssen. Außerdem bestätigen die Ergebnisse die grundsätzliche Eignung von CWI-Monitoring zur Erkennung lastinduzierter Spannungsänderungen bei verschiedenen Bauwerksgrößen. 6. Ausblick Die Ergebnisse zeigen das Potential des Monitorings mit CWI. Für eine zuverlässige Anwendung müssen die Kompensationsverfahren für Umwelteinflüsse künftig mithilfe von Monitoringdaten realer Bauwerke verbessert werden. Insbesondere die Analyse des Lastabtrags kann künftig sowohl statische Nachrechnungen als auch die Bewertung der darin getroffenen Modellannahmen unterstützen. Mit einer volumetrischen Messung des Lastabtrags kann das tatsächliche Bauwerksverhalten unter Last dem aus der Nachrechnung abgeleiteten gegenübergestellt werden. Bei Abweichungen zwischen den beiden Ergebnissen kann die Nachrechnung punktuell angepasst werden, um das Gesamtmodell zu verbessern. Dafür sind in Zukunft aber auch Verbesserungen in der CWI-Analyse notwendig. Insbesondere die räumliche Auswertung erfordert bei komplexeren Strukturen verbesserte Inversionsalgorithmen, die schnell und zuverlässig Ergebnisse liefern. Diese müssen künftig an realen Bauwerken getestet werden. Dafür kann z. B. eine Wiederholung des Lastexperiments an der BW2n A117 im August 2026 dienen, bei dem mit dem gesamten Sensornetzwerk Daten erfasst werden, wodurch ein Vergleich der beiden instrumentierten Träger möglich wird. Danksagung Wir danken der Autobahn GmbH des Bundes und dem Landesbetrieb Mobilität Rheinland-Pfalz (LBM RP) für die Möglichkeit der Erprobung unseres Monitoringsystems an der BW2n A117 und der Nibelungenbrücke. Diese Forschung wird im Rahmen des Projekts „Intelligente Brücke“ und im EXIST-Forschungstransferprojekt „CoMMoD“ durchgeführt. Das EXIST-Projekt ist dabei vom Europäischen Sozialfonds kofinanziert. Literatur 1. Zhang, Y., et al., Diffuse ultrasound monitoring of stress and damage development on a 15-ton concrete beam. J Acoust Soc Am, 2016. 139(4): p. 1691. 2. Mehdinia, S., et al., Ultrasonic Coda Wave Monitoring of Alkali-Silica Reactivity in Concrete Laboratory Prisms. Materials Evaluation, 2022. 80(10): p. 40-51. 3. Epple, N., et al., Continuous coda wave based monitoring of the Nibelungenbrücke Worms, in 8th International Conference on Smart Monitoring, Assessment and Rehabilitation of Civil Structures, M.S. Steffen Marx, Editor. 2026: Dresden, Germany. p. in press. 4. Epple, N., et al. Monitoring of Concrete Infrastructure with Active Ultrasound Coda Wave Interferometry. in 13th International Conference on Structural Health Monitoring of Intelligent Infrastructure; SHMII-13. 2025. Technische Universität Graz. 5. Snieder, R., et al., Coda wave interferometry for estimating nonlinear behavior in seismic velocity. Science, 2002. 295(5563): p. 2253-2255. 6. Planès, T. and E. Larose, A review of ultrasonic Coda Wave Interferometry in concrete. Cement and Concrete Research, 2013. 53: p. 248-255. 7. Planès, T., et al. LOCADIFF: Locating a weak change with diffuse ultrasound. in AIP conference proceedings. 2013. American Institute of Physics. 8. Sens-Schönfelder, C. and U. Wegler, Passive image interferometry and seasonal variations of seismic velocities at Merapi Volcano, Indonesia. Geophysical Research Letters, 2006. 33(21). 9. Niederleithinger, E., et al., Processing Ultrasonic Data by Coda Wave Interferometry to Monitor Load Tests of Concrete Beams. Sensors (Basel), 2018. 18(6): p. 1971. 10. Zotz-Wilson, R., T. Boerrigter, and A. Barnhoorn, Coda-wave monitoring of continuously evolving material properties and the precursory detection of yielding. J Acoust Soc Am, 2019. 145(2): p. 1060. 11. Niederleithinger, E., et al., Embedded ultrasonic transducers for active and passive concrete monitoring. Sensors (Basel), 2015. 15(5): p. 9756-72. 12. Kang, C., et al., Die Nibelungenbrücke als Pilotprojekt der digital unterstützten Bauwerkserhaltung. Bautechnik, 2024. 101(2): p. 76-86. 13. Voigt, C., et al., Bestandsbewertung als Grundlage für die Restnutzungsdauerverlängerung mit Digitalen Zwillingen. Bautechnik, 2025. 102(3): p. 177-185. 14. Stahler, S.C., C. Sens-Schonfelder, and E. Niederleithinger, Monitoring stress changes in a concrete bridge with coda wave interferometry. J Acoust Soc Am, 2011. 129(4): p. 1945-52. 15. Epple, N., E. Niederleithinger, and D. Barroso Fontoura. Coda Wave Interferometry for Monitoring Bridges with Embedded Ultrasonic Transducers - Lessons Learned at the Gänstorbrücke Bridge Ulm, Germany. in NDT-CE. 2022. Zurich, Switzerland: NDT.net. 16. Epple, N., D.F. Barroso, and E. Niederleithinger. Towards monitoring of concrete structures with embedded ultrasound sensors and coda waves-first results of DFG for coda. in European workshop on structural health monitoring. 2020. Springer. 7. Brückenkolloquium - September 2026 283 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Jonas Geng, M. Sc. Technische Universität München Marcel Nowak, M. Sc. Technische Universität München Thibault Tepho, M. Sc. Technische Universität München Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer Technische Universität München, Lehrstuhl für Massivbau Zusammenfassung Bridge-Weigh-in-Motion (BWIM) bestimmt Fahrzeuglasten aus gemessenen Dehnungsantworten von Brücken. Die Aussagekraft der Messdaten hängt dabei wesentlich von Sensorposition und Tragwerkssystem ab. In diesem Beitrag werden globale und lokale Dehnungssignale an verschiedenen Brückensystemen (Plattenbalken, Platte, Hohlkasten) numerisch untersucht. Messdaten von einer Plattenbalkenbrücke mit BWIM-Anwendung dienen hierzu als Vergleichsreferenz. Globale Sensoren erfassen vor allem das Fahrzeuggesamtgewicht und die Fahrzeugposition, während lokale Sensoren achsbezogene Informationen liefern. Die Ergebnisse zeigen, dass Plattenbrücken aufgrund geringer lokaler Dehnungsamplituden und stärkerer Quersteifigkeit ungünstigere Randbedingungen aufweisen. Plattenbalken- und Hohlkastenbrücken ermöglichen dagegen bei geeigneter Sensorlage deutlich ausgeprägtere Achssignale. Aus den Ergebnissen werden Empfehlungen für brückentypspezifische Sensoranordnungen in BWIM-Anwendungen abgeleitet. 1. Einführung Zur indirekten Erfassung von Verkehrslasten auf Brücken werden häufig Bridge-Weigh-in-Motion-Verfahren (BWIM) eingesetzt. Hierbei werden Fahrzeuggewichte und Achslasten aus gemessenen Dehnungsantworten des Bauwerks bestimmt. Während sich zahlreiche Untersuchungen mit Auswerte-algorithmen befassen, hat die Positionierung der Sensoren ebenfalls einen wesentlichen Einfluss auf die Aussagekraft der Messdaten. Globale Sensoren beschreiben vor allem die Gesamtreaktion der Brücke, während lokale Sensoren stärker auf einzelne Radbzw. Achslasten reagieren. Damit liefern globale Signale eher Informationen zu Gesamtgewicht und Fahrzeugposition, lokale Signale dagegen zu Achsabständen und Achslasten. Im vorliegenden Beitrag werden anhand numerischer Modelle geeignete Sensorpositionen für ausgewählte Brückensysteme untersucht. Ziel der Untersuchungen ist es, Empfehlungen für eine effiziente Sensoranordnung im Rahmen von BWIM-Anwendungen abzuleiten. Zur Validierung der numerischen Methodik sowie zur Bewertung der Sensorpositionen wird ein Referenzbauwerk mit kontrollierten Probebelastungen herangezogen. 2. Referenzbauwerk an der A92 Als Referenzbauwerk dient die Brücke 29/ 1 im Zuge der Bundesautobahn A92 nordöstlich von München zwischen den Anschlussstellen Freising-Ost und Erding. Das Bauwerk wurde im Rahmen eines früheren Monitoringprojekts messtechnisch untersucht, wobei seine grundsätzliche Eignung für BWIM-Anwendungen nachgewiesen werden konnte. Im vorliegenden Beitrag dient das Bauwerk als experimentelle Referenz zur Validierung des numerischen Modellansatzes zur Untersuchung geeigneter Sensoranordnungen. Einzelheiten zur BWIM-Datenauswertung sind bereits in [1] und [2] beschrieben und werden daher nicht erneut behandelt. Die Brücke besteht aus zwei getrennten Überbauten für die jeweiligen Fahrtrichtungen. Betrachtet wird ausschließlich der nördliche Überbau in Fahrtrichtung München. Das Bauwerk umfasst fünf Felder mit Stützweiten von jeweils etwa 16m und ist als Plattenbalkenquerschnitt mit fünf Fertigteil-Spannbeton-T-Trägern und einer Ortbetonfahrbahn-platte ausgebildet. Die Konstruktion als Federplatte über den Auflagern mit separaten Fertigteilträgern und durchlaufender Ortbetonplatte führt zu einer geringen Biegesteifigkeit in den Auflagerachsen. Die einzelnen Felder können näherungsweise als voneinander unabhängige Einfeldträger betrachtet werden. Das eingesetzte Monitoringsystem umfasst 29 Dehnungsmessstreifen sowie zwei Temperatursensoren an der Unterseite des Überbaus. Der Großteil der Dehnungsmessstreifen befindet sich im vierten Feld, das daher für die Auswertung herangezogen wird. Die Sensoranordnung basiert auf dem in [3] vorgestellten Konzept und umfasst globale Sensoren in Feldmitte an den Stegen der 284 7. Brückenkolloquium - September 2026 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Träger sowie lokale Sensoren auf der Fahrbahnplatte im Viertelspunkt der Stützweite. Die lokalen Sensoren sind dabei paarweise in Längsrichtung mit einem Abstand von 2,4m angeordnet (Abb. 1 und Abb. 2). Zur Bereitstellung von Referenzdaten wurden kontrollierte Belastungsversuche mit Fahrzeugen bekannter Geometrie und Achslasten durchgeführt. Im vorliegenden Beitrag werden ausschließlich Überfahrten eines vierachsigen Mobilkrans mit einem Gesamtgewicht von 48t in Standardfahrzeug-konfiguration betrachtet. Die dabei gemessenen Dehnungsverläufe dienen zur Validierung des numerischen Modells der Brücke sowie zum Vergleich mit den simulierten Dehnungssignalen. 3. Untersuchungsmethodik 3.1 Brückensysteme Zur Untersuchung des Einflusses der Sensorposition auf die Informationsgehalte der gemessenen Dehnungssignale wurden drei Brückensysteme betrachtet. Im Fokus stehen dabei sowohl die globale Tragwerksantwort als auch lokale, durch einzelne Achsen hervorgerufene Dehnungsanteile. Die untersuchten Bauwerke sind in Tab. 1 zusammengefasst. Ergänzend zum Bauwerk von der A92 (Abschnitt 2) wurden zwei weitere Brückensysteme mit abweichendem Tragverhalten betrachtet: die einfeldrige schiefe Plattenbrücke PLA 1 sowie die dreifeldrige Hohlkastenbrücke HK 1 (Abb. 3). Tab. 1: Überblick über die untersuchten Brückensysteme System Stützweite [m] Überbaubreite [m] Schlankheit Winkel [°] A92 16 14,20 17,4 86 PLA 1 15 16,00 18,0 60 HK-1 22-28-22 16,00 20,0 90 3.2 Numerische Modellierung Die numerischen Modelle wurden mit SOFiSTiK unter Annahme linear-elastischen Materialverhaltens erstellt. Die Lagerung wurde durch elastische Federlager abgebildet. Die Plattenbrücke PLA 1 wurde als homogene Stahlbetonplatte mit Schalenelementen modelliert. Für PLA 1 wurden ergänzend Varianten der Lageranordnung und Federsteifigkeit untersucht, um den Einfluss dieser Modellannahmen auf auflagernahe lokale Dehnungssignale einzuordnen. Für die Brücke A92 wurde ein Faltwerkmodell aus Schalenelementen verwendet. Der Verbund zwischen Platte und Trägern wurde mittels starrer Kopplungselemente idealisiert. Das messtechnisch erfasste vierte Feld der Brücke A92 wurde als äquivalentes Einfeldsystem mit elastischen Rotationsfedern an den Feldenden modelliert, um die vorhandene Teileinspannwirkung der durchlaufenden Ortbetonplatte über den Stützen zu berücksichtigen. Die konstruktive Ausbildung der Federplatte wurde berücksichtigt, indem in einem Bereich von 75cm neben der Stütze keine starre Kopplung zwischen Ortbetonplatte und Fertigteilträgern angesetzt wurde. Der dreifeldrige Hohlkasten HK 1 wurde ebenfalls mittels Schalenelementen modelliert. Fahrbahnplatte, Bodenplatte und Stege wurden durch Schalenelemente abgebildet, sodass das räumliche Tragverhalten des zweizelligen Hohlkastenquerschnitts einschließlich seiner Torsions- und Quersteifigkeit berücksichtigt wird. Für alle Modelle wurden homogene Materialkennwerte angesetzt. Das Elastizitätsmodul der Brücke A92 wurde anhand der Messungen aus den Belastungsversuchen kalibriert und anschließend für die weiteren numerischen Untersuchungen verwendet. 3.3 Verkehrsszenarien Zur Bewertung der Sensorpositionen wurden drei repräsentative Fahrzeugtypen betrachtet: ein fünfachsiger Lastkraftwagen (t98), ein vierachsiger Mobilkran (mc2), beide jeweils mit einem Gesamtgewicht von 48t, sowie ein vierachsiger LKW-Ladekran (tr2) mit einem Gesamtgewicht von 32t. Die Fahrzeuggeometrien und Achslastverteilungen sind Tab. 2 zu entnehmen. Tab. 2: Fahrzeugparameter Fahrzeug t98 mc2 tr2 Gesamtgewicht [t] 48 48 32 Achsanzahl 5 4 4 Achslastverteilung 0,20-0,28- 0,17-0,17- 0,18 0,24-0,24- 0,26-0,26 0,25-0,25- 0,30-0,20 Achsabstände 3,7-5,6-1,3- 1,3 1,65-2,06- 1,65 1,79-2,9- 1,30 Untersucht wurden die in Tab. 3 dargestellten Verkehrsszenarien. Im Szenario mc2 überfährt der Mobilkran den Fahrstreifen 1 mittig und entspricht damit den im Rahmen der Belastungsversuche durchgeführten Referenzüberfahrten der A92. Im Szenario t98+tr2 überqueren beide Fahrzeuge die Brücke gleichzeitig auf benachbarten Fahrstreifen. Zur Gewährleistung der Vergleichbarkeit wurden identische Szenarien für alle Brückensysteme angesetzt. Tab. 3: Verkehrsszenarien Szenario Fahrzeuge Spurbelegung y-Pos. [m] mc2 mc2 1 8 t98+tr2 t98+tr2 1+2 4+8 7. Brückenkolloquium - September 2026 285 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 1: Sensorlayout in Feld 4 (Draufsicht) [2] Abb. 2: Sensorlayout in Feld 4 im Schnitt (oben) und Spuranordnung für die Standard-Verkehrsführung (unten) [2] Abb. 3: Querschnitt der dreifeldrigen Hohlkastenbrücke HK-1 und Position der globalen Sensoren Grundlage der Berechnungen bilden Einflussflächen ausgewählter Sensorpositionen, die aus Einheitslaststellungen auf der Brückenfahrbahn erzeugt wurden. Die Dehnungen an beliebigen Sensorpositionen wurden durch räumliche Interpolation der Schalenschnittgrößen bestimmt. Die Berechnung der Längsdehnungen an der Unterseite der Fahrbahnplatte erfolgte aus Membrankräften und Biegemomenten gemäß Gleichung 1. (1) Die Fahrzeugüberfahrten wurden als inkrementelle Verschiebung der Achslasten entlang vorgegebener Querpositionen simuliert. Die resultierenden Dehnungsverläufe wurden unter Verwendung der jeweiligen Einflussflächen ermittelt, die Radeinzellasten wurden hierbei auf eine idealisierte Kontaktfläche der Schalenelemente verteilt. 3.4 Untersuchungen zur Sensoranordnung Ergänzend zu den vorhandenen Sensorpositionen der Brücke A92 wurde ein regelmäßiges Auswertungsraster mit einer Maschenweite von 0,1m-×-0,1m eingeführt, um potenzielle Sensorpositionen systematisch zu bewerten. Bei den Plattenbrücken wurde das Raster an der Unterseite der Fahrbahnplatte und Kragarme angeordnet. Für den Hohlkasten HK 1 wurden die Unterseiten des Obergurts sowie die Kragarme berücksichtigt. Zur Erfassung der globalen Tragwerksantwort wurden bei der Plattenbalkenbrücke A92 und dem Hohlkasten ergänzend Sensorpositionen an den Trägerstegen untersucht. Für den Hohlkasten HK-1 wurden globale Sensorpositionen in den Bereichen maximaler Feld- und Stützmomente vorgesehen. Die Bewertung der lokalen Sensorpositionen erfolgte anhand der lokalen Peak-Prominenz. Sie bezeichnet die absolute Höhe eines lokalen, durch eine einzelne Fahrzeugachse hervorgerufenen Signalmaximums in με relativ zu seiner unmittelbaren Umgebung und beschreibt damit die Trennbarkeit achsbezogener Signalanteile im Dehnungsverlauf. Eine hohe lokale Peak-Prominenz weist auf eine günstige Sensorposition zur Identifikation von Achslasten und Achsabständen hin. Die Ergebnisse wurden in Form von Heatmaps dargestellt, welche die räumliche Verteilung der lokalen Peak- Prominenz visualisieren. Für mehrachsige Fahrzeuge wurde jeweils die lokale Peak-Prominenz des n-größten achsbezogenen Signalmaximums ausgewertet. Die Wahl von n orientiert sich an der Anzahl der Fahrzeugachsen; in Verkehrsszenarien mit unterschiedlichen Fahrzeugtypen wurde die Achszahl des Fahrzeugs mit der größten Anzahl an Achsen zugrunde gelegt. 4. Untersuchung der Plattenbalkenbrücke an der A92 4.1 Validierung an Probebelastungen Zur Validierung der numerischen Routine wurden die Simulationsergebnisse mit den Messdaten der in Abschnitt-2 beschriebenen Probebelastungen verglichen. Nach Kalibrierung des Elastizitätsmoduls auf einen Wert von E-=-39-000-MPa konnte die globale Tragwerksantwort der Brücke A92 zufriedenstellend reproduziert werden. Abb. 4 zeigt exemplarisch den Vergleich zwischen gemessenen (gestrichelte Linien) und simulierten (volle Linien) Dehnungsverläufen eines globalen Sensors (4-3) sowie eines lokalen Sensors (4-23) für die Referenzüberfahrt des Mobilkrans mc2. Sowohl die Amplituden als auch der Verlauf der globalen Dehnung werden gut abgebildet. Bei den lokalen Sensoren treten Abweichungen der Grunddehnung auf, während die durch die einzelnen Achsen hervorgerufenen lokalen Signalmaxima hinsichtlich Lage und Größenordnung ausreichend genau wiedergegeben werden. Die Ergebnisse bestätigen die Eignung des Modellansatzes für die nachfolgenden Untersuchungen zur Sensoranordnung. 286 7. Brückenkolloquium - September 2026 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 4: Vergleich gemessener (gestrichelt) und simulierter (volle Linien) Dehnungsverläufe für den globalen Sensor 4---3 und lokalen Sensor 4---23 4.2 Anordnung globaler Sensoren Abb. 5 zeigt den simulierten Dehnungsverlauf des globalen Sensors 4-2 an der Unterseite des äußeren Trägerstegs für das zweispurige Verkehrsszenario t98+tr2. Neben dem Gesamtsignal sind die rechnerisch ermittelten Beiträge der beiden Einzelfahrzeuge dargestellt. Die Tragwerksantwort wird dabei maßgeblich durch das Fahrzeug tr2 auf Fahrstreifen 2 bestimmt, das den Sensor in unmittelbarer Nähe überfährt. Das schwerere Fahrzeug t98 auf Fahr-streifen-1 trägt zwar ebenfalls zur gemessenen Dehnung bei, sein Einfluss fällt jedoch deutlich geringer aus. Dieses Verhalten verdeutlicht die vergleichsweise geringe Quersteifigkeit der Plattenbalkenbrücke A92. Die globalen Sensoren an den Trägerstegen reagieren daher nicht nur auf das Gesamtlastniveau, sondern in erheblichem Maße auch auf die Querposition der Fahrzeuge. Gleichzeitig ermöglicht die Konzentration der Dehnung auf den jeweils nächstgelegenen Fahrstreifen eine vergleichsweise gute Zuordnung der Signalanteile zu einzelnen Fahrstreifen. Sensoren an den Trägerstegen liefern damit hohe Dehnungssignale sowie eine deutliche Trennung der fahrstreifenspezifischen Lastanteile. Die Fahrspurzuordnung über globale Sensoren kann [2] entnommen werden. Abb. 5: Simulierter Dehnungsverlauf des Sensors 4-4 am Trägersteg für das Verkehrsszenario t98+tr2. 4.3 Anordnung lokaler Sensoren Zur Identifikation geeigneter Positionen für lokale Sensoren wurde die lokale Peak-Prominenz des viertgrößten Achspeaks für das Verkehrsszenario mc2 ausgewertet. Die resultierende Verteilung ist in Abb. 6 dargestellt. Hohe Werte der lokalen Peak-Prominenz treten überwiegend in Auflagernähe sowie unmittelbar unter den Radspuren auf. Im Feldbereich beschränken sich erhöhte Werte dagegen weitgehend auf die Bereiche direkt unter den Radlasten. Befindet sich die Radlast unmittelbar über einem Trägersteg, nimmt die lokale Peak-Prominenz ab, da der Lastabtrag dort zunehmend durch den Träger und weniger durch die Fahrbahnplatte erfolgt. Für die vorliegende Plattenbalkenbrücke ergeben sich daher besonders günstige Sensorpositionen in auflagernahen Bereichen direkt unter den Radspuren und mit ausreichendem Abstand zu den Trägerstegen. Frühere Untersuchungen empfehlen hierfür einen Mindestabstand von etwa 0,8-m-[2]. Die besonders ausgeprägten lokalen Signalanteile in Auflagernähe sind jedoch im Kontext der Federplattenkonstruktion der A92 zu bewerten. Durch die reduzierte Kopplung zwischen Ortbetonplatte und Fertigteilträgern im Stützbereich ergibt sich eine lokal veränderte Steifigkeitsverteilung. Eine unmittelbare Übertragung dieser auflagernahen Sensorbereiche auf Plattenbalkenbrücken mit anderer Bauweise sollte daher gesondert geprüft werden. Abb. 6: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz für die A92 Brücke für das Verkehrsszenario mc2 Abb. 7 zeigt exemplarisch die Dehnungsverläufe dreier Positionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz. Die Sensorpositionen sind in der Heatmap markiert. An allen drei Positionen treten deutliche Dehnungs-amplituden infolge der Achslasten auf. Eine seitliche Verschiebung der Sensorposition um ±0,3-m beeinflusst die Signalcharakteristik nur geringfügig, sodass die identifizierten Sensorpositionen gegenüber üblichen Einbauungenauigkeiten als robust einzustufen sind. Besonders gering fällt der Einfluss im Feldbereich aus. 7. Brückenkolloquium - September 2026 287 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 7: Dehnungsverläufe ausgewählter Sensor-positionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz unter Berücksichtigung einer Querabweichung der Sensorlage von ±-0,3-m (gestrichelte Linien). Abb. 8 zeigt die Signalanteile der Fahrzeuge t98 und tr2 für einen lokalen Sensor in Auflagernähe unter Fahrstreifen 2. Die lokalen Signalmaxima werden nahezu ausschließlich durch das Fahrzeug tr2 auf dem zugehörigen Fahrstreifen hervorgerufen, während das schwerere Fahrzeug t98 auf dem benachbarten Fahrstreifen lediglich einen geringen Einfluss besitzt. Lokale Sensoren ermöglichen somit nicht nur die Identifikation einzelner Achsen, sondern liefern gleichzeitig Informationen über die Fahrstreifenzuordnung bzw. Querposition der Fahrzeuge auf dem Bauwerk. Abb. 8: Anteile der einzelnen Fahrzeuge am lokalen Dehnungssignal auf Brücke A92 in Auflagernähe unter Fahrstreifen 2 (x-=-1,5-m,-y-=-9-m) für das Fahrzeugszenario t98+tr2. 5. Untersuchung der Sensoranordnung bei Plattenbrücke PLA 1 Im Gegensatz zur Plattenbalkenbrücke A92 ist bei Plattenbrücken die Trennung zwischen globalen und lokalen Tragwerksanteilen geringer ausgeprägt. Aufgrund der höheren Quersteifigkeit wird zudem eine stärkere Überlagerung der Fahrzeugbeiträge aus benachbarten Fahrstreifen erwartet. Zur Untersuchung dieser Effekte wird nachfolgend die einfeldrige schiefe Plattenbrücke PLA-1 betrachtet. Abb. 9 zeigt die räumliche Verteilung der lokalen Peak- Prominenz des viertgrößten Achspeaks für das Verkehrsszenario mc2. Dargestellt ist zunächst eine Variante mit vier Elastomerlagern je Brückenende und hoher vertikaler Einzelsteifigkeit von 1,6-∙-10 6 -kN/ m je Federelement; die Lagerpositionen sind durch grüne Punkte gekennzeichnet. Ortsabhängig identifizierbare Achssignale treten stark lokalisiert in Bereichen unmittelbar unter den Radspuren auf. Die höchsten Werte werden in Auflagernähe erreicht. Mit maximal etwa 2-με liegen die lokalen Dehnungsamplituden um etwa eine Größenordnung unter denjenigen der Plattenbalkenbrücke A92. Die Identifikation einzelner Achsen ist damit deutlich empfindlicher gegenüber Messrauschen und sonstigen Störeinflüssen. Mit zunehmendem Abstand vom Auflager nimmt die lokale Peak-Prominenz rasch ab. Bereits bei einem Längsabstand von etwa 2,4-m, wie er üblicherweise für Sensorsysteme zur Geschwindigkeits- oder Achs-abstandsermittlung erforderlich ist, werden die lokalen Signalanteile deutlich schwächer. Dies schränkt die Eignung lokaler Sensorsysteme zur Ermittlung von Achsabständen bei Plattenbrücken im Vergleich zur Plattenbalkenbrücke A92 erheblich ein. Abb. 9: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz für die Brücke PLA 1 für das Verkehrsszenario mc2 Abb. 10 zeigt die Dehnungsverläufe ausgewählter Sensorpositionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz (siehe Markierung in der Abb. 9). In Auflagernähe sind achsbezogene Signalmaxima weiterhin erkennbar, jedoch reagieren die Signale deutlich empfindlicher auf Querabweichungen der Sensorposition als bei der Plattenbalkenbrücke. Trotz dieser höheren Sensitivität bleibt die charakteristische Signalform auch bei einer seitlichen Verschiebung von ±-0,3-m grundsätzlich erhalten. Lokale Sensoren in Auflagernähe können daher auch bei Plattenbrücken Informationen zu einzelnen Fahrzeugachsen liefern, erfordern jedoch eine präzisere Positionierung und weisen eine geringere Robustheit gegenüber Lageabweichungen auf. In Feldmitte (P3) sind die lokalen Achspeaks selbst direkt unter der Radspur deutlich schwächer ausgeprägt; aufgrund der absoluten Dehnung von etwa 20-με eignet sich diese Position jedoch zur Erfassung der globalen Tragwerksantwort. 288 7. Brückenkolloquium - September 2026 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 10: Dehnungsverläufe ausgewählter Sensorpositionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz auf der Plattenbrücke PLA 1 unter Berücksichtigung einer Querabweichung der Sensorlage von ±-0,3-m (gestrichelte Linien) Da die höchsten lokalen Peak-Prominenzen bei PLA 1 im unmittelbaren Auflagerbereich auftreten, ist die Bewertung dieser Sensorpositionen potenziell von der idealisierten Lagerabbildung abhängig. Zur Einordnung dieses Einflusses werden ergänzend drei Lagerungs-varianten betrachtet. Variante 1 entspricht dem bereits betrachteten System mit vier steifen Elastomerlagern je Brückenende. Variante 2 verwendet neun Elastomer-lager je Brückenende, wobei die Einzelsteifigkeiten so skaliert werden, dass die vertikale Gesamtsteifigkeit je Brückenende gegenüber Variante 1 unverändert bleibt. Damit wird vorrangig der Einfluss der räumlichen Lagerverteilung untersucht. Variante 3 wird mit vier Elastomerlagern modelliert, jedoch mit reduzierter Einzelsteifigkeit von 3,8-∙-10 5 -kN/ m. Die Heatmap der Variante 2 mit neun skalierten Lagern (Abb. 11) zeigt weiterhin erhöhte lokale Peak-Prominenzen in auflagernahen Bereichen unter den Radspuren. Die Lage günstiger Sensorbereiche ändert sich damit nicht grundlegend gegenüber Variante 1. Einzelne lokale Unterschiede sind jedoch plausibel, da mehrere Lager nun unmittelbar unter bzw. nahe den Radspuren angeordnet sind. Abb. 11: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz für die Brücke PLA 1 für das Verkehrsszenario mc2 - Variante-2 Der direkte Vergleich der Dehnungsverläufe an den Positionen P1 bis P3 in Abb. 12 bestätigt diese Einordnung. Die grundsätzliche Signalcharakteristik und die Lage der achsbezogenen lokalen Maxima bleiben für die untersuchten Lagerungsvarianten vergleichbar. Die Lagerabbildung beeinflusst damit die lokale Amplitude und einzelne Peak-Ausprägungen, führt in den betrachteten Positionen jedoch nicht zu einer grundlegend anderen Charakteristik der Signale. Abb. 12: Dehnungsverläufe ausgewählter Sensor-positionen P1 bis P3 auf der Plattenbrücke PLA 1 für die untersuchten Lagerungsvarianten Neben dem Einfluss der Lagerabbildung ist bei Plattenbrücken die Trennbarkeit der Signalanteile mehrerer gleichzeitig überfahrender Fahrzeuge von besonderem Interesse. Aufgrund der höheren Quersteifigkeit der Platte ist eine stärkere Überlagerung der Beiträge benachbarter Fahrstreifen zu erwarten. Abb. 13 zeigt die rechnerisch getrennten Beiträge der Fahrzeuge t98 und tr2 zum lokalen Dehnungssignal eines auflagernahen Sensors unter Fahrstreifen-2. Die Grunddehnung wird maßgeblich durch das schwerere Fahrzeug t98 in Fahrspur 1 beeinflusst. Gleichzeitig sind lokale Peaks infolge des Fahrzeugs tr2 auf dem überfahrenen Fahrstreifen erkennbar. Im Vergleich zur Plattenbalkenbrücke A92 fällt die Signaltrennung jedoch weniger deutlich aus; insbesondere einzelne Achspeaks, etwa der vierte Peak, sind nur schwach ausgeprägt. Für eine robuste Fahrstreifen- und Achszuordnung erscheinen die lokalen Signale daher bei PLA 1 deutlich weniger günstig. 7. Brückenkolloquium - September 2026 289 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 13: Anteile der einzelnen Fahrzeuge am lokalen Dehnungssignal auf Brücke PLA 1 (Variante 1) in Auflagernähe unter Fahrstreifen 2 (x-=-1-m, y-=-5-m) für das Fahrzeugszenario t98+tr2. Als alternative Messgröße wurden zusätzlich Querdehnungen untersucht. Die räumliche Verteilung der lokalen Peak- Prominenz ist in Abb. 14 dargestellt. Im Vergleich zu den Längsdehnungen ergeben sich ähnliche Bereiche mit erhöhter lokaler Peak-Prominenz. Die höchsten Werte treten ebenfalls in Auflagernähe auf; die zugehörigen lokalen Dehnungsamplituden erreichen Größenordnungen von etwa 3 bis 4-με. Damit liegen die lokalen Dehnungsamplituden geringfügig über denjenigen der Längsdehnungen. Abb. 15 zeigt ausgewählte Querdehnungsverläufe an Positionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz. Die Signalcharakteristik entspricht grundsätzlich den Beobachtungen aus den Längsdehnungen (Abb.-10). Trotz der teilweise vergleichbaren Peak-Prominenz weist die Querdehnung eine stärkere Empfindlichkeit gegenüber Querabweichungen der Sensorposition auf. Abb. 14: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz der Querdehnungen für die Brücke PLA 1 (Variante 1) für das Verkehrsszenario mc2 Abb. 15: Querdehnungsverläufe an ausgewählten Sensorpositionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz auf Brücke PLA 1 (Variante 1) unter Berücksichtigung einer Querabweichung der Sensorlage von ± 0,3-m (gestrichelte Linien). Insgesamt weist die Plattenbrücke PLA 1 ungünstigere Randbedingungen für die Erfassung achsbezogener Informationen mittels lokaler Dehnungssensoren auf als die untersuchte Plattenbalkenbrücke A92. Lokale Signalmaxima treten vor allem in Auflagernähe und unmittelbar unter den Radspuren auf, bleiben jedoch in ihrer Amplitude gering und nehmen mit zunehmendem Abstand vom Auflager rasch ab. Diese Charakteristik bleibt auch bei den betrachteten Variationen der Steifigkeit und der Anordnung der idealisierten Lagerfedern grundlegend erhalten. Dadurch steigt die Empfindlichkeit gegenüber Messrauschen und Lageabweichungen der Sensoren und der Fahrzeugpositionen. Querdehnungsmessungen können eine ergänzende Messgröße darstellen, zeigen jedoch ebenfalls eine ausgeprägte Positionsabhängigkeit. Für Plattenbrücken erscheint der Einsatz lokaler Sensoren daher grundsätzlich möglich, erfordert aber eine besonders sorgfältige systemspezifische Sensor-platzierung und robuste Auswerteverfahren. Sensor-positionen im Feldbereich, wie exemplarisch P3, sind dagegen weniger zur Erfassung einzelner Achsen geeignet, können aber aufgrund der höheren globalen Dehnungsantwort zur Bestimmung des Gesamtlastniveaus herangezogen werden. 6. Untersuchung der Sensoranordnung bei Hohlkastenbrücke HK-1 Abb. 16 und Abb. 17 zeigen die räumliche Verteilung der lokalen Peak-Prominenz für die untersuchte Hohlkastenbrücke HK 1 in den Verkehrsszenarien mc2 bzw. t98+tr2. Im Vergleich zur Plattenbrücke PLA 1 treten deutlich höhere lokale Dehnungsamplituden auf, die eine ähnliche Größenordnung wie bei der Plattenbalkenbrücke A92 erreichen. Trotz der vergleichsweise großen Spannweiten bleiben lokale Achssignale somit gut erkennbar. Die höchsten Werte der lokalen Peak-Prominenz werden unmittelbar unter den Radspuren erreicht, sodass auch für Hohlkastenbrücken eine möglichst radnahe Anordnung lokaler Sensoren vorteilhaft erscheint. Die Ergebnisse zeigen, dass die Dicke der Fahrbahnplatte einen wesentlichen Einfluss auf die Ausprägung lokaler Dehnungssignale besitzt. Die vergleichsweise dünne 290 7. Brückenkolloquium - September 2026 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Fahrbahnplatte der Hohlkastenbrücke ermöglicht deutlich stärkere lokale Signalanteile als die untersuchte Plattenbrücke PLA 1. In beiden Heatmaps sind zudem die Lage der Hohlkastenstege sowie deren Einfluss auf die lokale Signalcharakteristik deutlich erkennbar. Für die Sensoranordnung ist daher die relative Lage der Fahrstreifen zu den Stegen zu berücksichtigen. Besonders günstige Positionen liegen zwischen den Stegen beziehungsweise unter den Radspuren, während bei einer direkten Überfahrt der Stege die lokale Signalantwort deutlich reduziert wird, bzw. auf die zweite Radspur neben dem Steg beschränkt ist. Abb. 16: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz der Dehnungsverläufe für die Brücke HK-1 (linke Hälfte des Systems) für das Verkehrsszenario mc2. Abb. 17: Heatmap der lokalen Peak-Prominenz der Dehnungsverläufe für die Brücke HK-1 (linke Hälfte des Systems) für das Verkehrsszenario t98+tr2. Abb. 18 zeigt die Dehnungsverläufe ausgewählter Positionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz. Sowohl in Auflagernähe (P1 - Randfeld und P3 - Abstand von 1m zum Stützbereich) als auch im Feldbereich des Randfelds (P2) und Mittelfeldes (P4) treten deutlich erkennbare achsbezogene Signalmaxima auf. Die höchste lokale Peak-Prominenz wird in Auflagernähe erreicht; zugleich verbleiben auch im Feldbereich ausreichend ausgeprägte Achssignale. Eine Quer-abweichung der Sensorposition von ±-0,3-m führt bei allen untersuchten Positionen lediglich zu moderaten Änderungen der Signalcharakteristik. Die identifizierten Sensorpositionen können daher als vergleichsweise robust gegenüber üblichen Einbautoleranzen angesehen werden. Abb. 18: Dehnungsverläufe ausgewählter Sensorpositionen mit hoher lokaler Peak-Prominenz auf der Hohlkastenbrücke HK 1 unter Berücksichtigung einer Querabweichung der Sensorlage von ±-0,3-m (gestrichelte Linien) für das Verkehrsszenario mc2. Abb. 19 zeigt die Beiträge der einzelnen Fahrzeuge zum lokalen Dehnungssignal eines Sensors unter Fahrstreifen 2 im Randfeld. Obwohl die Grunddehnung maßgeblich durch das schwerere Fahrzeug t98 auf Fahrstreifen 1 beeinflusst wird, werden die lokalen Signalmaxima nahezu ausschließlich durch das Fahrzeug tr2 in Fahrspur-2 hervorgerufen, das den Sensor unmittelbar überfährt. Die lokalen Dehnungsverläufe erlauben somit auch Rückschlüsse auf die Querposition beziehungsweise die Fahrstreifenzuordnung eines Fahrzeugs. Abb. 19: Anteile der einzelnen Fahrzeuge am lokalen Dehnungssignal auf der Hohlkastenbrücke HK 1 im Randfeld unter Fahrstreifen 2 (x-=-8,8-m, y-=-5-m) für das Fahrzeugszenario t98+tr2. Neben den lokalen Sensoren wurden auch globale Sensorpositionen untersucht. Abb. 20 zeigt exemplarische Dehnungsverläufe globaler Sensoren im Randfeld (1-2) und im Mittelfeld des Überbaus (3-2), jeweils an den Positionen maximaler Feldmomente. Im Feldbereich treten hohe Dehnungsamplituden auf, wodurch eine Erfassung der Gesamtgewichte grundsätzlich möglich erscheint. 7. Brückenkolloquium - September 2026 291 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Abb. 20: Simulierte Dehnungsverläufe globaler Sensoren in den Bereichen maximaler Feldmomente der Hohlkastenbrücke HK 1 für das Verkehrsszenario mc2. Abb. 21 zeigt die Beiträge der einzelnen Fahrzeuge zum Signal eines globalen Sensors im Randfeld unterhalb des Zwischenstegs. Die Dehnungsantwort wird über-wiegend durch das schwerere Fahrzeug t98 (Fahrzeug 1) bestimmt, gleichzeitig sind jedoch deutliche Beiträge des zweiten Fahrzeugs tr2 erkennbar. Im Vergleich zur Plattenbalkenbrücke A92 fällt die Trennung der Fahrstreifenanteile somit infolge der höheren Quersteifigkeit des Hohlkastenquerschnitts weniger deutlich aus. Abb. 21: Anteile der einzelnen Fahrzeuge am Signal globalen Sensors 1-2 im Randfeld der Hohlkastenbrücke HK 1. Insgesamt zeigt die untersuchte Hohlkastenbrücke HK-1 günstige Voraussetzungen für BWIM-Anwendungen. Die lokalen Dehnungsamplituden erreichen eine ähnliche Größenordnung wie bei der Plattenbalkenbrücke A92 und liegen deutlich über den Werten der Plattenbrücke PLA 1. Geeignete lokale Sensorpositionen befinden sich insbesondere unter den Radspuren und mit ausreichendem Abstand zu den Hohlkastenstegen. Globale Sensoren in Feldbereichen liefern hohe Dehnungssignale, während Sensoren im Stützbereich weniger geeignet erscheinen. Gegenüber der A92 ist die Trennung fahrstreifenspezifischer Signalanteile aufgrund der höheren Quersteifigkeit jedoch weniger ausgeprägt. Die Ergebnisse weisen zudem darauf hin, dass die Fahrbahnplattendicke einen wesentlichen Einfluss auf die lokale Achserfassung besitzt. 7. Zusammenfassung In diesem Beitrag wurde die Eignung globaler und lokaler Dehnungssignale für BWIM-Anwendungen an unterschiedlichen Brückensystemen numerisch untersucht. Neben der messtechnisch dokumentierten Plattenbalkenbrücke A92 wurden eine schiefe Plattenbrücke sowie eine dreifeldrige Hohlkastenbrücke betrachtet. Die Ergebnisse zeigen, dass der Informationsgehalt der Dehnungssignale stark vom Tragwerkssystem und von der konkreten Sensorposition abhängt. Bei der Plattenbalkenbrücke A92 ermöglichen globale Sensoren an den Trägerstegen hohe Dehnungssignale und eine vergleichsweise gute Trennung fahrstreifenspezifischer Lastanteile. Lokale Sensoren auf der Fahrbahnplatte liefern insbesondere in Auflagernähe sowie unter den Radspuren deutlich erkennbare achsbezogene Signalmaxima; maßgebend ist dabei ein ausreichender Abstand zu den Trägerstegen, da die lokale Signalantwort im Bereich eines Stegs abnimmt. Die untersuchte Plattenbrücke zeigt demgegenüber deutlich geringere lokale Dehnungsamplituden und eine geringere Trennung der Anteile zwischen den Fahrspuren. Auflagernahe Positionen erscheinen hier für lokale Sensoren am günstigsten; die Identifikation einzelner Achsen ist jedoch aufgrund der geringen Amplituden empfindlicher gegenüber Messrauschen, Sensorlage und Fahrzeugposition. Feldnahe bzw. feldmittige Sensorpositionen eignen sich dagegen eher zur Erfassung globaler Dehnungssignale und damit des Gesamtlastniveaus. Für die Hohlkastenbrücke konnten trotz größerer Spannweiten ausgeprägte lokale Achssignale erfasst werden; geeignete Positionen liegen insbesondere unter den Radspuren und mit ausreichendem Abstand zu den Hohlkastenstegen. Globale Sensoren in den Bereichen maximaler Feldmomente liefern auch hier Dehnungssignale mit hoher Amplitude, weisen jedoch eine geringere fahrstreifenspezifische Trennung auf als bei der Plattenbalkenbrücke. Die Ergebnisse weisen darauf hin, dass die Fahrbahnplattendicke eine maßgebende Einflussgröße für die Ausbildung lokaler Achssignale ist. Offen bleibt jedoch, ob Plattenbrücken mit geringerer Plattendicke und typischen kurzen bis mittleren Stützweiten ausreichend ausgeprägte lokale Dehnungssignale für eine robuste Achserkennung liefern. Dieser Zusammenhang soll in weiteren Untersuchungen systematisch betrachtet werden. Die Untersuchungen beruhen auf numerischen Modellen und idealisierten Verkehrsszenarien. Für eine Übertragung auf reale BWIM-Systeme sind daher weitere Untersuchungen unter Berücksichtigung von Messrauschen, Temperaturwirkungen, variierenden Fahrzeugtrajektorien und unterschiedlichen Querschnittsgeometrien erforderlich. Zudem sollten die Ergebnisse messtechnisch für die verschiedenen Brückentypen validiert werden. 292 7. Brückenkolloquium - September 2026 Machbarkeitsstudie zur Anwendung von Bridge Weigh-in-Motion (BWIM) für typische Brückensysteme Literatur [1] Nowak M, Fischer O. On the effects of modified lane configuration due to construction works on bridge loading. In: Acta Polytechnica CTU Proceedings 36; 2022; https: / / doi.org/ 10.14311/ APP.2022.36.0149 [2] Nowak M, Fischer O, Tepho T, Willberg U. Verkehrsmonitoring an einer Autobahnbrücke - Datenerfassung zur lokalen Verkehrscharakteristik als Grundlage für objektspezifische Verkehrslastmodelle. Beton- und Stahlbetonbau. 2023; 118(9). doi: 10.1002/ best.202300043 [3] Lubasch P. Identifikation von Verkehrslasten unter Einsatz von Methoden des Soft Computing [Dissertation]. Duisburg-Essen: Universität Duisburg- Essen; 2009 7. Brückenkolloquium - September 2026 293 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Am Beispiel der Digitalen Bauwerkserhaltung der Nibelungenbrücke in Worms Marleen Waßmann, M. Sc. MKP GmbH, Hannover Chris Voigt, M. Eng. MKP GmbH, Weimar Dr.-Ing. Hubert Naraniecki MKP GmbH, Hannover Dipl.-Ing. Andreas Jackmuth Landesbetrieb Mobilität Rheinland-Pfalz, Koblenz Zusammenfassung Der Beitrag behandelt die digitale Erhaltung der Nibelungenbrücke Worms als Pilotanwendung einer zustandsorientierten Restnutzungsdauerverlängerung. Ausgangspunkt ist ein historisch und baukulturell herausragendes Spannbetonbauwerk, das rechnerische Defizite aufweist, jedoch keine Schadensbilder zeigt, die auf eine entsprechende Überbeanspruchung hindeuten. Die Erhaltungsstrategie verbindet Bauwerksprüfung, Bauwerksdiagnostik, Monitoring, Belastungsfahrten und Nachrechnung in einem Digitalen Zwilling zu einem fortschreibbaren Bewertungsprozess. Besonderes Gewicht liegt in diesem Beitrag auf der Bauwerksdiagnostik, da sie reale Materialkennwerte, Geometrien, Vorspannzustände, Korrosionsbefunde und Restquerschnitte erschließt und damit die Unsicherheiten des Bestands reduziert. Die Ergebnisse werden in den Digitalen Zwilling überführt und für das Modell-Update eines detaillierten FE-Modells sowie für Zustandsindikatoren genutzt. Damit entsteht eine belastbare Grundlage für einen sicheren Weiterbetrieb, der zugleich Ressourcen schont und ein bedeutendes Ingenieurbauwerk erhält. 1. Ausgangslage und Zielsetzung Die Nibelungenbrücke Worms zählt zu den prägenden Ingenieurbauwerken des frühen deutschen Spannbetonbrückenbaus. Die Strombrücke wurde Anfang der 1950er- Jahre nach dem Entwurf von Ulrich Finsterwalder und Gerd Lohmer als Spannbetonbrücke im Freivorbau errichtet. Sie gilt als erste große Spannbetonbrücke im Freivorbau über den Rhein und als eines der frühen Referenzbauwerke einer Bauweise, die den Brückenbau der Nachkriegszeit wesentlich geprägt hat. Seit 2022 ist die Brücke als „Historisches Wahrzeichen der Ingenieurbaukunst in Deutschland“ ausgezeichnet. Neben ihrer baukulturellen Bedeutung besitzt sie als Teil der Bundesstraße B 47 weiterhin eine hohe verkehrliche Relevanz. [1] [2] Das Tragwerk wurde für die Lastannahmen, Bemessungsmodelle und konstruktiven Regeln seiner Entstehungszeit konzipiert. Nach heutigen Nachweiskonzepten ergeben sich rechnerische Defizite, insbesondere im Querkrafttragverhalten. Diese resultieren weniger aus einem nachweisbaren Schadensbild als aus der grundlegenden Veränderung der normativen Bemessungsphilosophie: Die ursprüngliche Bemessung nutzte in begrenztem Umfang die Mitwirkung des Betons auf Zug, während aktuelle Modelle den Querkraftabtrag überwiegend über Fachwerkmodelle mit entsprechender Querkraftbewehrung abbilden. Am Bauwerk sind bislang keine Rissbilder oder Schäden festgestellt worden, die auf eine Überbeanspruchung im Querkrafttragverhalten schließen lassen. [1] Diese Diskrepanz zwischen rechnerischem Defizit und beobachtetem Bauwerksverhalten bildet den Ausgangspunkt der digitalen Erhaltungsstrategie. Ziel ist nicht die pauschale Fortschreibung einer rechnerischen Bewertung, sondern die Reduzierung von Unsicherheiten durch bauwerksspezifische Daten. Der Erhalt des Bauwerks wird dadurch an eine belastbare technische Grundlage gebunden: tatsächliche Materialkennwerte, reale Geometrien, vorhandene Vorspannzustände, dokumentierte Zustände der Spann- und Bewehrungsstähle sowie messtechnisch erfasste Bauwerksreaktionen. Die bisherige Erhaltungsstrategie wurde vor dem Hintergrund der baukulturellen Bedeutung, der technischen Entwicklung und des DFG-Schwerpunktprogramms „Hundert plus - Verlängerung der Lebensdauer komplexer 294 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Baustrukturen durch intelligente Digitalisierung“ durch den Landesbetrieb Mobilität Rheinland-Pfalz neu ausgerichtet. Mit dem Projekt „Digitale Erhaltung der Nibelungenbrücke“ soll die Lebensdauer der Brücke um mindestens 30 Jahre verlängert werden. Der Digitale Zwilling dient dabei als zentrale Plattform für die Zusammenführung von Bestandsdaten, Bauwerksdiagnostik, Monitoring, Nachrechnung und Zustandsbewertung. [2] Der Beitrag beschreibt die wesentlichen Bausteine dieser Erhaltungsstrategie. Im Mittelpunkt steht die Bauwerksdiagnostik als Grundlage für eine realitätsnahe Modellbildung und eine abgesicherte Dauerhaftigkeitsbewertung. Damit wird die Bestandserhaltung nicht als statische Einzelentscheidung verstanden, sondern als fortschreibbarer, datenbasierter Prozess 2. Nibelungenbrücke - Bauwerk und konstruktive Besonderheiten Die Nibelungenbrücke überführt die Bundesstraße B 47 über den Rhein und verbindet Rheinland-Pfalz mit Hessen. Die Rheinquerung besteht aus zwei getrennten Richtungsfahrbahnen. Der historische Brückenzug übernimmt eine Fahrtrichtung, die 2008 fertiggestellte neue Rheinquerung die Gegenrichtung. Die durchschnittliche tägliche Verkehrsstärke liegt bei rund 23.000 Fahrzeugen mit einem Schwerverkehrsanteil von etwa sieben Prozent. [2] Das Gesamtbauwerk gliedert sich in die rheinland-pfälzische Vorlandbrücke, die Strombrücke und die hessische Vorlandbrücke. Die Vorlandbrücken stammen aus den Jahren 1897 bis 1900 und bestehen aus unbewehrten Betonbogenkonstruktionen mit Sandstein-Bruchsteinmauerwerk. Die Strombrücke wurde nach der Kriegszerstörung des Vorgängerbauwerks ab 1951 neu errichtet. Sie besitzt eine Länge von rund 335 m und wurde auf den vorhandenen Gründungen der Vorgängerbrücke aufgebaut. Die Strombrücke besteht aus gevouteten Hohlkastenquerschnitten, die von den Strompfeilern aus im Freivorbau hergestellt wurden. Die Kragarme sind in den Feldmitten über vorgespannte Gerbergelenke gekoppelt. Die Konstruktionshöhe variiert zwischen etwa 6,50 m an den Pfeileranschnitten und etwa 2,50 m im Bereich der Scheitelgelenke. Die Vorspannung wurde in Längs- und Querrichtung mit Einzelspanngliedern des DYWIDAG- Spannverfahrens ausgeführt. Zusätzlich wurden die Stege mit vertikalen Stabspanngliedern versehen. Die verwendeten glatten Stabspannglieder weisen einen Durchmesser von 26 mm auf und entsprechen der Stahlgüte St 60/ 90. Die etwa 6 m langen Spannstäbe wurden über Gewindemuffen gekoppelt und im nachträglichen Verbund angeordnet. Gerade diese bauzeittypische Ausführung ist für die heutige Bewertung von Bedeutung, da die engen Hüllrohre, die Spanngliedkopplungen und lokal vorhandene Übergangsstücke aus Holz den Korrosionsschutz und den Verpresszustand beeinflussen können. [4] [5] Bauzeitbedingt weist das Tragwerk mehrere typische Schwachstellen früher Spannbetonbrücken auf. Bis zur ersten grundlegenden Instandsetzung in den 1970er Jahren war keine wirksame Abdichtung auf der Fahrbahnplatte vorhanden. Chloride aus Tausalzeinwirkung konnten über Jahre in den Konstruktionsbeton eindringen. Hinzu kommen bauzeitliche Kühlleitungen, die in Teilbereichen als potenzielle Feuchtepfade wirken konnten, sowie Verpressdefizite im Bereich der Stabspannglieder. Diese Besonderheiten begründen die Notwendigkeit einer bauwerksspezifischen Dauerhaftigkeitsbewertung. 3. Nachhaltigkeit der Bestandserhaltung Die Entscheidung zugunsten einer Nutzungsdauerverlängerung ist nicht allein baukulturell motiviert. Sie besitzt auch eine ökonomische und ökologische Dimension. Für die Nibelungenbrücke wurden zwei Grundvarianten gegenübergestellt: ein Ersatzneubau des Gesamtbauwerks und die Verlängerung der Nutzungsdauer unter Einsatz eines Digitalen Zwillings. Die ökonomische Nachhaltigkeit von Erhaltungsmaßnahmen von konstruktivem Ingenieurbau wird im Allgemeinen nach der „Richtlinie zur Durchführung von Wirtschaftlichkeitsuntersuchungen im Rahmen von Instandsetzungs-/ Erneuerungsmaßnahmen bei Straßenbrücken“ (RI-WI-BRÜ) beurteilt. Die ökonomische Bewertung zeigt, dass sich die digitale Erhaltung im Vergleich zum Ersatzneubau bereits nach rund fünf Jahren amortisiert (siehe Abb. 1). [3] [6] Auch die ökologische Bewertung spricht für den Bestandserhalt. Für einen Ersatzneubau wurde unter Berücksichtigung der Lebenszyklusphasen von Herstellung bis Rückbau ein Treibhauspotenzial von rechnerisch 36,75 t CO 2 -Äquivalenten pro Jahr ermittelt. Bei einer Nutzungsdauerverlängerung um 30 Jahre ergibt sich daraus eine rechnerische Einsparung von etwa 1.100 t CO 2 -Äquivalenten. Bestandserhaltung wird damit zu einem unmittelbar wirksamen Beitrag zur Ressourcenschonung, sofern Standsicherheit, Verkehrssicherheit und Dauerhaftigkeit technisch belastbar nachgewiesen werden können. [3] [7] Die Nachhaltigkeit des Erhalts ist daher an die Qualität der technischen Bewertung gekoppelt. Entscheidend ist nicht der Verzicht auf einen Ersatzneubau um jeden Preis, sondern die Reduzierung der Bewertungsunsicherheiten. Reale Bauwerkseigenschaften ersetzen pauschale Annahmen, gemessene Kennwerte und überwachte Zustandsgrößen ermöglichen eine objektbezogene Sicherheitsbewertung. Damit wird Nachhaltigkeit nicht als abstraktes Ziel, sondern als Ergebnis einer präziseren ingenieurtechnischen Bewertungsgrundlage verstanden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 295 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Abb. 1: Ermittlung der Wirtschaftlichkeitsschwelle des Digitalen Zwillings der Nibelungenbrücke (Preisstand 2024) [Quelle: Landesbetrieb Mobilität Rheinland-Pfalz (LBM)] 4. Integrative Erhaltungsstrategie Die digitale Erhaltung der Nibelungenbrücke beruht auf dem Zusammenwirken mehrerer Informationsquellen. Bauwerksprüfung, Bauwerksdiagnostik, äußere Bestandserfassung, Monitoring, Belastungsversuche und Nachrechnung liefern jeweils unterschiedliche, aber komplementäre Informationen. Der Digitale Zwilling verknüpft diese Daten zu einer fortschreibbaren Bewertungsgrundlage (siehe Abb. 2). [1] Abb. 2: Komponenten der Erhaltungsstrategie [Quelle: MKP GmbH] Die Bauwerksprüfung erfasst sichtbare Schäden und bewertet deren Relevanz für Standsicherheit, Verkehrssicherheit und Dauerhaftigkeit. Sie bleibt ein zentraler Baustein der Bauwerksverwaltung, ist jedoch primär visuell geprägt. Die Bauwerksdiagnostik erweitert diese Grundlage um quantitative Informationen zu Material, Geometrie, Bewehrung, Spanngliedern, Verpresszustand, Korrosionszustand und Feuchtebzw. Chloridbelastung. Das Monitoring ergänzt zeitabhängige Bauwerksreaktionen und ermöglicht die Erfassung von Veränderungen unter Verkehrs- und Umwelteinwirkungen. Die Nachrechnung, welche vom Ingenieurbüro Hegger + Partner durchgeführt wird, bildet die rechnerische Synthese dieser Informationen. Während ein as-planned-Modell die ursprüngliche Planung und die Bestandsunterlagen abbildet, zielt das fortgeschriebene Modell auf eine realitätsnähere Beschreibung des Bauwerkszustands. Materialkennwerte, tatsächliche Geometrien, Restquerschnitte und gemessene Bauwerksreaktionen werden in das Mo- 296 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken dell integriert. Belastungsfahrten dienen der Kalibrierung und Validierung maßgebender Modellannahmen, insbesondere im Hinblick auf Steifigkeit, Lagerbedingungen, Ausbausteifigkeiten und Verformungsverhalten. Der Digitale Zwilling fungiert in diesem System als Schnittstelle zwischen physischer, digitaler und strategischer Ebene. Auf der physischen Ebene werden Daten am Bauwerk erhoben. Auf der digitalen Ebene werden sie geordnet, verknüpft, plausibilisiert und modellbasiert bewertet. Auf der strategischen Ebene entstehen Entscheidungsgrundlagen für Baulastträger, etwa zur Priorisierung von Maßnahmen, zur Festlegung zusätzlicher Überwachungen oder zur Anpassung der Erhaltungsstrategie. Ziel ist eine zustandsorientierte Bauwerkserhaltung, die nicht auf starren Intervallen und pauschalen Annahmen beruht, sondern auf mess- und modellgestützten Informationen. Der Digitalen Zwilling soll ingenieurtechnische Bewertungen nicht substituieren. Er schafft vielmehr eine strukturierte, nachvollziehbare und aktualisierbare Grundlage für diese Bewertung. 5. Digitaler Zwilling als Daten- und Bewertungsplattform Der Digitale Zwilling ist im vorliegenden Kontext kein reines 3D-Geometriemodell oder ein reines FE-Modell. Er bildet eine Datenstruktur, in der Geometrie, Bauteilsemantik, Untersuchungsstellen, Messwerte, Laborwerte, Schäden, Modellparameter und Bewertungsgrößen miteinander verknüpft werden. Diese Verknüpfung ermöglicht eine räumlich und fachlich konsistente Navigation durch das Bauwerk und seine Zustandsinformationen. Wesentlich ist die eindeutige Verortung aller Informationen. Untersuchungs- und Messstellen werden über Hohlkasten, Achse, Bauteil, Vorbauabschnitt und Untersuchungsmethode beschrieben. Damit lassen sich Ergebnisse aus unterschiedlichen Fachdisziplinen auf dieselben Bauteil- und Tragwerksbereiche beziehen. Für die spätere Bewertung ist dies entscheidend, weil Tragwerksmodell, Schadensmodell, Monitoringdaten und diagnostische Befunde geometrisch konsistent zusammengeführt werden müssen. Die BIM-Fachmodelle bilden hierfür die notwendige semantische Struktur. Sie dienen der Verortung von Befunden, Messstellen und Bewertungsergebnissen und stellen die Verbindung zur Datenbank des Digitalen Zwillings her. Dadurch können einzelne Informationen nicht nur dokumentiert, sondern auch in übergeordnete Bewertungsprozesse eingebunden werden. Der Digitale Zwilling wird damit zur Schnittstelle zwischen Datenhaltung, Modellkalibrierung, Zustandsbewertung und Erhaltungsentscheidung. [3] Die Integration der Informationen ist abhängig von einem belastbaren vermessungsbasierten Bauwerksmodell. Erst die präzise äußere und innere Geometrieerfassung schafft eine konsistente Grundlage für die fachmodellübergreifende Verknüpfung. Dies betrifft insbesondere die Ableitung von Eigengewicht, die Abbildung relevanter Querschnitte, die Lage von Spanngliedern und Bewehrung sowie die Zuordnung von Schäden und Messstellen. 6. Bauwerksdiagnostik als Schlüsselkomponente Die Bauwerksdiagnostik hat in der digitalen Erhaltungsstrategie eine zentrale Funktion. Sie liefert die objektbezogenen Eingangsdaten, mit denen rechnerische Annahmen ersetzt oder eingegrenzt werden können. Bewertet werden sowohl standsicherheitsrelevante Parameter als auch dauerhaftigkeitsrelevante Zustandsgrößen. Der diagnostische Untersuchungsansatz kombiniert zerstörungsfreie und zerstörungsarme Verfahren, um den Eingriff in das Bauwerk zu minimieren und gleichzeitig belastbare Kenndaten zu gewinnen. 6.1 Nutzung von BIM als Grundlage für den Digitalen Zwilling Die bauwerksdiagnostischen Untersuchungen wurden nicht als isolierte Einzelmaßnahmen angelegt, sondern modellbasiert geplant, dokumentiert und ausgewertet. Hierfür wird die Bauwerksdiagnostik in drei BIM-Fachmodelle gegliedert, die als IFC-Dateien beziehungsweise über die gemeinsame Datenumgebung bereitgestellt werden sollen. Das Fachmodell „Untersuchungsplanung“ bildet die geplanten Untersuchungsstellen ab und legt Lage, Art, Umfang und Ziel der jeweiligen Untersuchungsverfahren fest. Es übernimmt damit für die Diagnostik eine Funktion, die mit einer Ausführungsplanung der bauwerksdiagnostischen Untersuchungen vergleichbar ist (Abb. 3). Darauf auf bauend dokumentiert das Fachmodell „Einzelergebnisse“ die Messergebnisse und berücksichtigt zugleich die baubegleitenden Anpassungen der Untersuchungsplanung. Im Fachmodell „Untersuchungsergebnisse“ werden schließlich die aus den Messergebnissen abgeleiteten Bewertungen, Folgerungen und Empfehlungen zusammengeführt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 297 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Abb. 3: Fachmodell Untersuchungsplanung der Bauwerksdiagnostik [Quelle: MKP GmbH] Die modellbasierte Umsetzung erlaubt eine eindeutige Verortung der Untersuchungsstellen im Bauwerk. Dazu wurden die Untersuchungen über eine systematische Nomenklatur mit Bezug zu Hohlkasten, Achse, Bauteil, Vorbauabschnitt und Untersuchungsmethode beschrieben. Diese Struktur erleichtert nicht nur die Ausführung und Dokumentation der Diagnostik, sondern bildet auch die Voraussetzung für die spätere Überführung der Ergebnisse in den Digitalen Zwilling. Die bauwerksdiagnostischen Daten können dadurch räumlich, semantisch und bewertungsbezogen mit dem Bauwerksmodell, dem FE- Modell und den weiteren Zustandsinformationen verknüpft werden. 6.2 Planung der bauwerksdiagnostischen Untersuchungen Grundlage der Untersuchungsplanung war die Analyse des Informationsbedarfs aus Nachrechnung, Dauerhaftigkeitsbewertung und Bauwerkszustand. Hierzu wurden Bestandsunterlagen, frühere Untersuchungen, Fotos, Instandsetzungsmaßnahmen und Erkenntnisse aus Vor- Ort-Begehungen ausgewertet. Zu den sich daraus entwickelten wesentlichen Untersuchungszielen gehören die Ermittlung realer Materialkennwerte von Beton, Spannstahl und Bewehrung, die Erfassung tatsächlicher Bauteilgeometrien, die Bestimmung vorhandener Vorspannzustände sowie die Bewertung korrosionsrelevanter Randbedingungen. Dazu zählen insbesondere Feuchte- und Chloridgehalte, Korrosionsgrade, Verpresszustand und Zustand des Oberflächenschutzsystems. Ergänzend werden Lage und Verlauf von Spanngliedern und Bewehrung überprüft. Die zerstörungsfreien Verfahren dienen der großflächigen Erfassung und Vorbewertung. Radarmessungen ermöglichen die Lokalisierung von Bewehrung und Spanngliedern sowie Hinweise auf Durchfeuchtungen oder Inhomogenitäten. Ultraschall-Impulsecho-Verfahren werden zur Detektion von Hohllagen und Verpressfehlern eingesetzt. Impact-Echo-Messungen dienen der Bauteildickenermittlung. Potentialfeld- und Leitfähigkeitsmessungen erlauben eine Einschätzung korrosionsrelevanter Randbedingungen. Remanenzmagnetismusmessungen unterstützen die Ortung möglicher Spanngliedbrüche. Zerstörungsarme Verfahren dienen der Kalibrierung, Verifikation und Probengewinnung. Sondierungsöffnungen ermöglichen die visuelle Beurteilung von Bewehrung, Spanngliedern und Hüllrohren. Bohrkerne liefern Kennwerte zu Druckfestigkeit, Elastizitätsmodul, Rohdichte, Spaltzugfestigkeit und Wärmedehnzahl. Bohrmehl- und Mörtelproben dienen der chemischen Bewertung, insbesondere hinsichtlich Feuchte- und Chloridgehalten. Rückdehnungsmessungen und Spannstahlentnahmen ermöglichen Aussagen zur vorhandenen Vorspannung und zu mechanischen Kennwerten des Spannstahls. 6.3 Ausgewählte Ergebnisse der durchgeführten Untersuchungen Die nach DIN EN 13791 [8] ermittelten Betondruckfestigkeiten zeigen eine differenzierte Verteilung über das Bauwerk. Für die drei von vier Kragarmen konnte eine höhere Druckfestigkeitsklasse als ursprünglich erwartet angesetzt werden. der vierte Kragarm entspricht dem erwarteten Niveau des Überbaus, während die Pfeiler ebenfalls höhere Kennwerte als die bauzeitliche Erwartung aufweisen. Ergänzend wurden E-Modul, Spaltzugfestigkeit, zentrische Zugfestigkeit, Wichte und Wärmedehnzahl als Eingangsgrößen für die weitere Nachrechnung bereitgestellt. Die Untersuchungen des Spannstahls bestätigen für die entnommenen Proben im Wesentlichen die Mindestanforderungen der damaligen Zulassung. Festigkeits- und Verformungskennwerte liegen im erwarteten Bereich, bei Längs- und Querspanngliedern wurden duktile Brüche beobachtet. Visuell zeigten sich überwiegend oberflächennahe Korrosionserscheinungen, insbesondere in Kontaktbereichen zum Hüllrohr und im Bereich von Gewindemuffen (siehe Abb. 4). Tiefergehende Auffälligkeiten wie Anrisse wurden nicht festgestellt. 298 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Abb. 4: Lokal begrenzte Querschnittsminderung des Spannstahls im Bereich der Gewindemuffen [Quelle: MKP GmbH] Für die Bewertung der Restquerschnittsflächen sind lokale Querschnittsminderungen im Bereich der Gewindemuffen maßgebend. Ergänzend wurden frühere Befunde, aktuelle Sondierungen und Erfahrungen aus der Lahnbrücke berücksichtigt. Für die weitere rechnerische Bewertung kann unter konservativen Annahmen eine verbleibende Gesamt-Restquerschnittsfläche des Spannstahls von etwa 90 % angesetzt werden. Dieser Wert berücksichtigt sowohl lokal festgestellte Querschnittsminderungen als auch eine vorsorgliche Reduzierung stärker exponierter oberflächennaher Spannglieder. Die diagnostischen Ergebnisse werden nun durch Hegger + Partner in das FE-Modell integriert. Damit wird das reale Bauwerk nicht mehr ausschließlich über Bestandsunterlagen und normative Standardannahmen beschrieben, sondern über tatsächlich ermittelte Eigenschaften und Zustände. Für eine Bestandsbrücke dieser Art ist dies der zentrale Schritt vom rechnerischen Defizit zur objektbezogenen Sicherheitsbewertung. 7. Erkenntnisse vom Pionierbauwerk Lahnbrücke Die Lahnbrücke in Balduinstein besitzt für die Bewertung der Nibelungenbrücke eine besondere methodische Bedeutung. Sie wurde ebenfalls als frühes Spannbetonbauwerk im Freivorbau durch dieselben Konstrukteure und unter Verwendung vergleichbarer konstruktiver Prinzipien errichtet. Sie diente damit historisch als kleineres Pionierbauwerk vor der großmaßstäblichen Umsetzung an der Nibelungenbrücke. [4] Nach eingehender systematischer Prüfung der Bauwerke hinsichtlich Vergleichbarkeit von Konstruktion, Zustand und Erhaltungshistorie, konnte eine Übertragbarkeit sichergestellt werden. Dadurch konnten im Zuge des Rückbaus der Lahnbrücke wesentlich umfangreichere Untersuchungen durchgeführt werden, als dies an der weiterhin betriebenen Nibelungenbrücke vertretbar wäre, und ließen dennoch Rückschlüsse auf die Nibelungenbrücke zu. Dadurch lassen sich insbesondere Schwachstellen des historischen Spannverfahrens, der Gewindemuffen und korrosionsbedingter Querschnittsminderungen detailliert untersuchen. Die gewonnenen Erkenntnisse dienen nicht der direkten Gleichsetzung beider Bauwerke, sondern der Plausibilisierung und konservativen Absicherung einzelner Bewertungsannahmen. Abb. 5 gibt einen Eindruck über den Rückbau der Lahnbrücke. Abb. 5: Segmentweiser Rückbau der Lahnbrücke in Balduinstein [Quelle: MKP GmbH] Von besonderer Relevanz sind die Untersuchungen an Gewindemuffen der Spannglieder. An diesen Stellen können infolge ungünstiger Verpressbedingungen, Feuchteeinwirkung und lokaler Korrosion signifikante Querschnittsminderungen auftreten. Zugversuche an Proben mit unterschiedlichen Schädigungsgraden liefern Hinweise auf den Einfluss solcher lokalen Schwächungen auf das Tragverhalten. Für die Nibelungenbrücke ist daraus vor allem ableitbar, welche Bereiche gezielt zu bewerten sind und welche Annahmen für eine konservative Restquerschnittsbewertung zweckmäßig sind. Die Erkenntnisse der Lahnbrücke werden daher nur begrenzt übertragen, methodisch, konservativ und auf klar definierte Annahmegruppen. Bei der Lahnbrücke wurden Muldenkorrosion, vermutlich als Folge der jahrelang fehlenden Abdichtung und gleichzeitigem Chlorideintrag festgestellt. Für die Nibelungenbrücke wurden keine gleichartigen Korrosionserscheinungen außerhalb der Muffen in vergleichbarem Umfang festgestellt. Der Lahnbrückenansatz dient somit nicht als Ersatz der objektspezifischen Diagnostik, sondern als ergänzende Vergleichsbasis. 8. Weitere Bestandserfassungen, Belastungsversuche und Monitoring an der Nibelungenbrücke Die äußere Bestandserfassung mittels Drohne und Laserscanning ergänzt die Bauwerksdiagnostik um die tatsächliche Geometrie des Bauwerks. Erfasst werden Außenflächen, Innenräume der Hohlkästen, Pfeilerbereiche und relevante Bereiche der Vorlandbrücken. Ziel ist ein vermessungsbasiertes as-builtbzw. as-maintained-Modell, das als geometrische Grundlage für Koordination, Nachrechnung, Schadensverortung und Zustandsfortschreibung dient. [3] Die präzise Geometrieerfassung ist auch tragwerksplanerisch relevant. Aus realen Bauteilgeometrien kann das Eigengewicht zuverlässiger abgeleitet werden. Bei Bestandsbauwerken kann dies zur Reduzierung von Modellunsicherheiten beitragen und im Einzelfall die Grundlage für angepasste Teilsicherheitsbeiwerte schaffen. Ergänzend zur Vermessung wird eine bildbasierte Schadens- 7. Brückenkolloquium - September 2026 299 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken erfassung durchgeführt, die Risse, Betonabplatzungen, Feuchteschäden und Korrosionserscheinungen objektbezogen dokumentiert und im Digitalen Zwilling verortbar macht. [3] Die im November 2025 durchgeführten Belastungsfahrten liefern die reale Bauwerksreaktionen unter definierten Laststellungen. Gemessen wurden insbesondere vertikale Überbauverformungen, lokale Dehnungen und die Aktivierung bestimmter Tragwerksbereiche. Dadurch lassen sich Steifigkeiten, Lagerbedingungen, Verformungsannahmen und die mittragende Wirkung von Ausbauelementen überprüfen. Die Ergebnisse dienen der Kalibrierung und Validierung des FE-Modells. [3] Abb. 6: Exemplarische Laststellung der Belastungsfahrten an der Nibelungenbrücke [Quelle: MKP GmbH] Für die Messung wurden unter anderem Schlauchwaagesysteme, geodätische Messungen und faseroptische Sensorik eingesetzt. DFOS-Sensoren ermöglichen die Erfassung von Dehnungsverteilungen entlang der Faser und sind damit besonders geeignet, lokale Rissbildung, Rissbreitenänderungen und mehraxiale Spannungszustände im Bereich kritischer Kragarmanschnitte zu erfassen. Die während der Belastungsversuche gewonnenen Referenzmessungen bilden zugleich die Grundlage für spätere Zustandsindikatoren. [3] Das Monitoring führt die kurzzeitige Systemidentifikation in eine kontinuierliche oder periodische Zustandsüberwachung über. Die zu erfassenden Messgrößen betreffen Bauwerksreaktionen, Umweltbedingungen, Verformungen, Dehnungen und perspektivisch korrosionsrelevante Größen. Damit entsteht eine dynamische Bewertungsgrundlage, die nicht nur den aktuellen Zustand beschreibt, sondern Veränderungen im Zeitverlauf erkennbar macht. [1] 9. Zustandsindikatoren und Nutzen für die Bauwerksverwaltung Zustandsindikatoren übersetzen Mess- und Bewertungsdaten in ingenieurtechnisch interpretierbare Kenngrößen. Sie dienen der schnellen Einordnung des Bauwerkszustands und der Ableitung eines möglichen Handlungsbedarfs. Im Digitalen Zwilling werden sie nicht isoliert betrachtet, sondern mit Bauwerksprüfung, Diagnostik, Nachrechnung und Monitoring verknüpft. [1] Ein Zustandsindikator kann beispielsweise vertikale Kragarmverformungen bewerten. Grundlage sind kontinuierlich oder periodisch erfasste Verformungsdaten, die mit Grenz- und Warnwerten aus FE-Berechnung, Belastungsversuchen und ingenieurtechnischer Bewertung abgeglichen werden. Kritische Veränderungen können dadurch frühzeitig erkannt und den Bauwerksverantwortlichen als Hinweis auf geändertes Tragverhalten bereitgestellt werden. [3] Ein weiterer Anwendungsfall betrifft die Risserkennung über faseroptische Sensorik. Änderungen im Dehnungsverlauf können Hinweise auf Rissbildung, Rissöffnung oder veränderte Lastumlagerungen geben. Die Bewertung dieser Messdaten ist insbesondere für das Ankündigungsverhalten im Querkrafttragverhalten relevant. Aus den gemessenen Verläufen können Ort und Entwicklung von Rissen nachvollzogen und mit früheren Messungen verglichen werden. [3] Für die Dauerhaftigkeit sind Zustandsindikatoren zur Feuchte- und Korrosionsbewertung maßgebend. Korrosionssensoren, Feuchte- und Temperaturmessungen sowie diagnostische Befunde können zu einer Bewertung der Korrosionsaktivität zusammengeführt werden. Dadurch wird nicht nur der vorhandene Zustand dokumentiert, sondern auch die Wirksamkeit der Abdichtung und des Oberflächenschutzsystems über den weiteren Lebenszyklus überprüf bar. [1] Der Nutzen für den Baulastträger liegt in einer nachvollziehbaren und priorisierbaren Entscheidungsgrundlage. Der Digitale Zwilling kann Benachrichtigungen, Zustandsänderungen und Handlungsempfehlungen bereitstellen. Die Verantwortung verbleibt bei der ingenieurtechnischen Bewertung, wird jedoch durch eine konsistente Datenbasis gestützt. Dies ermöglicht eine gezieltere und frühzeitige Maßnahmenplanung, eine belastbare Kommunikation gegenüber Entscheidungsträgern und eine bessere Priorisierung begrenzter Erhaltungsmittel. 10. Zusammenfassung Die Nibelungenbrücke Worms steht exemplarisch für die technischen, baukulturellen und gesellschaftlichen Herausforderungen der Bestandserhaltung. Das Bauwerk besitzt rechnerische Defizite nach heutigen Nachweiskonzepten, zeigt jedoch kein Schadensbild, das auf eine entsprechende Überbeanspruchung hinweist. Daraus folgt weder eine unkritische Weiternutzung noch zwangsläufig ein Ersatzneubau, sondern die Notwendigkeit einer präzisen, bauwerksspezifischen Bewertung. Die Bauwerksdiagnostik bildet hierfür eine Schlüsselkomponente. Sie liefert die tatsächlichen Materialkennwerte, Geometrien, Spannstahlzustände, Restquerschnitte, Vorspannzustände und dauerhaftigkeitsrelevanten Randbedingungen. Diese Daten ermöglichen ein Modell- Update des FE-Modells und schaffen die Grundlage für eine realitätsnahe Nachrechnung. Gleichzeitig liefern sie Referenzgrößen für Monitoring und Zustandsindikatoren. Der Digitale Zwilling führt die einzelnen Komponenten zusammen. Bauwerksprüfung, Diagnostik, Vermessung, 300 7. Brückenkolloquium - September 2026 Bauwerksdiagnostik als Grundlage der Restnutzungsdauerverlängerung von Großbrücken Belastungsversuche, Monitoring und Nachrechnung werden nicht nebeneinander abgelegt, sondern miteinander verknüpft. Dadurch entsteht eine fortschreibbare Entscheidungsgrundlage, die den Zustand des Bauwerks nicht nur dokumentiert, sondern im Betrieb bewertbar macht. Zustandsindikatoren übersetzen komplexe Mess- und Modelldaten in handhabbare Informationen für die Bauwerksverwaltung. Der Bestand an Brückenbauwerken ist eine Ressource. Seine Erhaltung erfordert technische Sorgfalt, belastbare Daten und den Mut, bestehende Bewertungswege weiterzuentwickeln. Die Nibelungenbrücke zeigt, dass moderne Bauwerksdiagnostik, intelligente Sensorik, nichtlineare Nachrechnung und Digitale Zwillinge nicht Selbstzweck sind. Sie sind Werkzeuge, um tragfähige Entscheidungen für den Erhalt wertvoller Infrastruktur zu treffen. Der Appell an die Bauwerkserhaltung ist daher eindeutig: Ersatzneubau darf nicht die Standardantwort auf rechnerische Defizite sein, solange moderne Technik eine belastbare, sichere und nachhaltige Bewertung des Bestands ermöglicht. Literatur [1] Kang, Chongjie; Voigt, Chris; Eisermann, Christoph; Kerkeni, Nadja; Hegger, Josef; Hermann, Wladimir; Jackmuth, Andreas; Marzahn, Gero; Marx, Steffen: Die Nibelungenbrücke als Pilotprojekt der digital unterstützten Bauwerkserhaltung. In: Bautechnik 101 (2024), H. 1, S. 1-11. [2] Marzahn, Gero; Jackmuth, Andreas; Marx, Steffen; Gebauer, Daniel: Neue Chancen der Digitalisierung für die Verlängerung der Nutzungsdauer am Beispiel der Nibelungenbrücke zu Worms. In: Der Prüfingenieur, Ausgabe 65, November 2024. [3] Voigt, Chris; Barr, Christian; Jackmuth, Andreas; Kerkeni, Nadja; Klein, Florian; Klimt, Alexander; Marx, Steffen; Marzahn, Gero; Naraniecki, Harald; Waßmann, Marleen: Bestandsbewertung als Grundlage für die Restnutzungsdauerverlängerung mit Digitalen Zwillingen. In: Bautechnik 102 (2025), H. 3, S. 177-185. [4] Finsterwalder, Ulrich; Schambeck, Hans: Von der Lahnbrücke Balduinstein bis zur Rheinbrücke Bendorf - Die Entwicklung des freien Vorbaues von Spannbetonbrücken. In: Der Bauingenieur, Heft 3, 1965. [5] Finsterwalder, Ulrich: Dywidag-Spannbeton. In: Der Bauingenieur, Heft 5, 1952. [6] DIN EN 15978-1: Nachhaltigkeit von Bauwerken - Bewertung der umweltbezogenen Qualität von Gebäuden - Berechnungsmethode. Beuth Verlag, Berlin. [7] Bundesministerium für Wohnen, Stadtentwicklung und Bauwesen (BMWSB): ÖKOBAUDAT - Datenbank für Umweltproduktdeklarationen (EPD) im Bauwesen. Berlin. [8] DIN EN 13791: Bewertung der Druckfestigkeit von Beton in Bauwerken und in Bauwerksteilen. Berlin: Beuth Verlag 2020. 7. Brückenkolloquium - September 2026 301 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln Instandsetzung und Nachrechnung bis Stufe 4 - Verzicht auf invasive Verstärkungen Dr.-Ing. Joerg Gallwoszus Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH, Aachen Prof. Dr.-Ing. Martin Herbrand WTM Engineers GmbH, Hamburg David de Hesselle, M. Sc. IBE-Ingenieure GmbH+Co. KG, Hennef Zusammenfassung Die Katzenbuckelbrücke gehört zu den markantesten Spannbetonbrücken der Kölner Nachkriegsmoderne. Das 1956 errichtete und seit 1989 denkmalgeschützte Bauwerk vereint außergewöhnliche architektonische Ansprüche mit einer für die damalige Zeit äußerst filigranen Tragwerkskonstruktion. Fast 70 Jahre Nutzung machten umfangreiche Instandsetzungsmaßnahmen sowie eine Nachrechnung nach aktueller Nachrechnungsrichtlinie erforderlich. Dabei zeigte sich, dass insbesondere die Kombination aus Denkmalschutz, außergewöhnlicher Bauwerksgeometrie und den Besonderheiten der historischen Spannbetonkonstruktion erhebliche Herausforderungen für Planung und Nachweisführung mit sich brachte. Der vorliegende Beitrag stellt die wesentlichen Ergebnisse der Instandsetzungsplanung, der statischen Nachrechnung sowie der entwickelten Lösungsansätze vor und zeigt, wie durch vertiefte ingenieurwissenschaftliche Untersuchungen auf invasive Verstärkungsmaßnahmen verzichtet werden konnte. 1. Einführung 1.1 Lage der Brücke Die Katzenbuckelbrücke überspannt die Einfahrt des Mülheimer Hafens im rechtsrheinischen Stadtgebiet von Köln und verbindet das Mülheimer Ufer mit der auf der sogenannten Katzenkopf-Halbinsel gelegenen Spitze des Jugendparks. Sie wurde im Zuge der Bundesgartenschau 1957 errichtet und ist bis heute ein prägendes Bauwerk der rechtsrheinischen Parklandschaft. Die Lage des Bauwerks stellte besondere Anforderungen an die Planung und Ausführung der Instandsetzungsmaßnahme. Neben den denkmalpflegerischen Belangen waren insbesondere die Anforderungen des Schiffsverkehrs sowie die Randbedingungen des Hochwasserschutzes zu berücksichtigen. Diese beeinflussten sowohl die Planung des Arbeitsgerüstes als auch die logistische Abwicklung der Baumaßnahme maßgeblich. 1.2 Historie Der Bau der Brücke steht in engem Zusammenhang mit der Bundesgartenschau 1957, für deren Vorbereitung bereits 1956 mit der Ausführung begonnen wurde. Ziel war es, den bis dahin durch den Mülheimer Hafen unterbrochenen Zugang zum Rheinufer wiederherzustellen und die neu gestalteten Parkanlagen miteinander zu verbinden. Die Brücke wurde am 18. April 1957 - wenige Tage vor der Eröffnung der Bundesgartenschau - für den Fußgängerverkehr freigegeben. Historische Aufnahmen aus dem Jahr der Eröffnung sind in Abb. 1 dargestellt. Abb. 1: Historische Aufnahmen der Katzenbuckelbrücke nach Fertigstellung (Quelle: Stadt Köln) Der Entwurf stammt von dem Architekten Bernhard Hermkes und dem Brückenplaner Gerd Lohmer. Dessen ursprüngliche Entwurfsidee sah die Brücke als drachenartiges Fabelwesen vor. Eine auf der Rheinseite geplante 302 7. Brückenkolloquium - September 2026 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln Treppenanlage sollte dabei den Kopf des Drachen bilden. Diese Ausführung entfiel jedoch aus Kostengründen, sodass lediglich der geschwungene Rücken des Bauwerks realisiert wurde. Die ursprüngliche Entwurfsskizze ist in Abb. 2 dargestellt. Abb. 2: Entwurfsskizze von Gerd Lohmer mit der ursprünglichen Gestaltung als drachenartiges Fabelwesen (Quelle: Stadt Köln) Aus dieser charakteristischen Silhouette entwickelte sich im Laufe der Zeit die heute gebräuchliche Bezeichnung „Katzenbuckelbrücke“. Aufgrund ihrer architektonischen und ingenieurtechnischen Bedeutung wurde das Bauwerk am 19. Mai 1989 in die Denkmalliste der Stadt Köln eingetragen. 1.3 Bauwerksdaten Die wesentlichen Bauwerksdaten der Katzenbuckelbrücke sind in Tab. 1 zusammengefasst. Das Bauwerk ist als Spannbetonkonstruktion mit einer Gesamtlänge von 171,4-m und einer maximalen Stützweite von 90,5-m ausgeführt. Charakteristisch sind der über den Brückenverlauf veränderliche Querschnitt sowie die ausgeprägte Längsneigung von rund 14-%. Aufgrund dieser außergewöhnlichen Neigung zählt die Brücke zu den am stärksten mit Tausalzen beanspruchten Ingenieurbauwerken der Stadt Köln. Tab. 1: Bauwerksdaten Bauherr Stadt Köln Baujahr 1956 - 1957 Fertigstellung April 1957 Bauwerksart Spannbeton Gesamtlänge 171,4 m Hauptspannweite (Bogen) 90,5 m Breite 3,0 m Brückenfläche 584 m² Spannweite (Mülh. Seite) 24 m + 21,5 m Spannweite (Rheinseite) 35,4 m Max. Bauwerkshöhe ca. 12,0 m Denkmalschutz Seit 1989 Das Bauwerk gliedert sich in den Bogen als Haupttragwerk über die Einfahrt des Mülheimer Hafens, die beidseitig anschließenden Auslegerbereiche sowie die beiden Rampenbauwerke auf der Mülheimer und der Rheinseite. Zur besseren Orientierung sind die einzelnen Bauwerksabschnitte in Abb. 3 dargestellt. Das statische System und die konstruktive Ausbildung der einzelnen Tragwerksteile werden in Kapitel 3 im Rahmen der Nachrechnung näher erläutert. Abb. 3: Bauwerksübersicht mit den Bezeichnungen 1.4 Bauwerkszustand Zu den wesentlichen Schadensbildern zählten Betonabplatzungen und Korrosionsschäden an den Gesimsen, Risse an Gesimsen und Brückenuntersicht, beschädigte Geländer sowie schadhafte Fugenprofile im Bereich der Pendelstützen. Darüber hinaus wurden lokal geringe Betondeckungen sowie fortgeschrittene Korrosionserscheinungen an freiliegender Bewehrung festgestellt. Die vorhandene Bodenbeschichtung wies zahlreiche Risse und Fehlstellen auf und konnte ihre Schutzfunktion nicht mehr dauerhaft erfüllen. Zur Ermittlung des tatsächlichen Bauwerkszustands wurden ergänzend umfangreiche Bauwerksdiagnosen durchgeführt. Hierzu gehörten unter anderem Betondruckfestigkeits- und Haftzugprüfungen, Chloriduntersuchungen, Betondeckungsmessungen sowie Freilegungen der Spannkonstruktion. Die Ergebnisse dieser Untersuchungen bildeten die Grundlage für die Entwicklung des Instandsetzungskonzepts sowie die anschließende statische Nachrechnung. 2. Instandsetzungsplanung Auf Grundlage der Bauwerksprüfung und der ergänzenden Bauwerksdiagnostik wurde ein Instandsetzungskonzept entwickelt, das sowohl die Dauerhaftigkeit des Bauwerks als auch den Erhalt der denkmalgeschützten Bausubstanz zum Ziel hatte. Neben den konstruktiven Besonderheiten des Bauwerks waren hierbei insbesondere die Anforderungen des Denkmalschutzes, die Lage über der Einfahrt des Mülheimer Hafens sowie die Randbedingungen des Hochwasserschutzes zu berücksichtigen. Die einzelnen Instandsetzungsmaßnahmen wurden 7. Brückenkolloquium - September 2026 303 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln daher nicht isoliert betrachtet, sondern als aufeinander abgestimmtes Gesamtkonzept entwickelt. 2.1 Planungsgrundlagen Die Instandsetzungsplanung wurde durch zahlreiche projektspezifische Randbedingungen beeinflusst. Aufgrund des Denkmalstatus war das historische Erscheinungsbild des Bauwerks weitestgehend zu erhalten und Eingriffe in die bestehende Tragkonstruktion auf das erforderliche Maß zu beschränken. Gleichzeitig waren sämtliche Maßnahmen mit den Anforderungen der Wasserstraßen- und Schifffahrtsverwaltung sowie den Randbedingungen des Hochwasserschutzes in Einklang zu bringen. Eine besondere Herausforderung stellte die enge Verzahnung von Instandsetzungsplanung und statischer Nachrechnung dar. Ergebnisse der Bauwerksdiagnostik und der Nachrechnung wurden fortlaufend in die Planung übernommen und beeinflussten die Auswahl der Instandsetzungsmaßnahmen. Dadurch konnte ein technisch und wirtschaftlich optimiertes Gesamtkonzept entwickelt werden, das den Erhalt der historischen Tragkonstruktion in den Mittelpunkt stellte. 2.2 Instandsetzungsmaßnahmen Die Ergebnisse der Bauwerksdiagnostik zeigten, dass sich die erforderlichen Maßnahmen nicht auf eine klassische Betoninstandsetzung beschränken konnten. Vielmehr war ein ganzheitliches Instandsetzungskonzept erforderlich, das sowohl die Dauerhaftigkeit der Tragkonstruktion als auch die Anforderungen des Denkmalschutzes und die Ergebnisse der statischen Nachrechnung berücksichtigt. Die einzelnen Maßnahmen wurden daher nicht isoliert entwickelt, sondern aufeinander abgestimmt und hinsichtlich ihrer Wechselwirkungen untersucht. Im Folgenden werden die wesentlichen Instandsetzungsmaßnahmen sowie die hierfür entwickelten konstruktiven Lösungen vorgestellt. Geländer Die Erneuerung der Geländerkonstruktion stellte insbesondere aufgrund der denkmalpflegerischen Anforderungen eine besondere Herausforderung dar. Ziel war es, das charakteristische Erscheinungsbild der Brücke zu erhalten und gleichzeitig die heute geltenden Anforderungen an Standsicherheit und Verkehrssicherheit zu erfüllen. Da die ursprünglichen Ausführungsunterlagen nur unvollständig vorlagen, erfolgte die Rekonstruktion des Geländers anhand historischer Fotografien und Postkarten. Die historische Postkarte in Abb. 4 diente dabei als wesentliche Grundlage für die Wiederherstellung der ursprünglichen Geländergeometrie. Aus ihr konnte unter anderem ein Pfostenabstand von rund 5,25 m abgeleitet werden. Dieser ließ sich aufgrund der heute geltenden Lastannahmen jedoch statisch nicht mehr realisieren. Abb. 4: Historische Postkarte der Katzenbuckelbrücke mit der ursprünglichen Geländerausbildung Daher wurden zwischen den Hauptpfosten jeweils zwei zusätzliche, filigraner ausgebildete Zwischenpfosten angeordnet. Während die Hauptpfosten den historischen Rhythmus des Geländers aufnehmen und entsprechend kräftiger dimensioniert wurden, treten die Zwischenpfosten optisch in den Hintergrund und gewährleisten die Einhaltung der heutigen statischen Anforderungen. Gesims Die Gesimse weisen die stärksten Schädigungen des Bauwerks auf. Im Rahmen der Bauwerksdiagnostik wurden umfangreiche Betonabplatzungen, chloridbedingte Korrosionsschäden sowie großflächig unzureichende Betondeckungen festgestellt. Gleichzeitig entspricht die ursprüngliche Konstruktion nicht mehr den heutigen Anforderungen an die Aufnahme der Geländerlasten. Das Instandsetzungskonzept sieht daher einen vollständigen Neubau der Gesimse vor. Hierbei wird der Querschnitt gegenüber dem Bestand verbreitert, sodass neben der Aufnahme der heutigen Geländerlasten auch die Befestigung der neuen Geländerkonstruktion über Fußplatten ermöglicht wird. Der Rückbau der geschädigten Gesimse erfolgt mittels Höchstdruckwasserstrahlen (HDW). Durch das schonende Abtragsverfahren kann die vorhandene Bestandsbewehrung weitestgehend erhalten werden. Aufgrund des filigranen Bestandsquerschnitts ist dies von besonderer Bedeutung, da die bestehende Bewehrung in die neue Konstruktion integriert und lediglich um die nach heutigen Anforderungen erforderliche Zusatzbewehrung ergänzt wird. Auf diese Weise können Eingriffe in die historische Bausubstanz auf das notwendige Maß beschränkt werden. Eine besondere Herausforderung stellt die Bauausführung dar. Aufgrund der ausgeprägten Längsneigung von rund 14 % erfolgt die Betonage der neuen Gesimse in kleinen Abschnitten. Gleichzeitig erfolgt die Andienung sämtlicher Materialien ausschließlich innerhalb des Arbeitsgerüstes. Nach Abschluss der Betoninstandsetzungsarbeiten erhalten die Gesimse zum Schutz der neuen Betonoberflächen ein OS10-System. Fugenprofile Die Erneuerung der Fugenprofile stellte insbesondere aufgrund der unmittelbar unterhalb der Fahrbahn verlau- 304 7. Brückenkolloquium - September 2026 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln fenden Spannköpfe eine konstruktive Herausforderung dar. Zur Vermeidung einer Beschädigung der Vorspannung wurde die Lage der Spannköpfe zunächst durch Bauwerksuntersuchungen ermittelt und bei der Planung der Befestigung berücksichtigt. In Zusammenarbeit mit einem Hersteller wurde ein objektspezifisches, wasserdichtes Fugenprofil entwickelt, das den erforderlichen Dehnweg aufnimmt und gleichzeitig eine sichere Befestigung ermöglicht. Durch die dauerhaft dichte Ausbildung wird ein erneuter Eintrag von chloridhaltigem Wasser in den Bereich der Pendelstützen verhindert und damit ein wesentlicher Beitrag zur Dauerhaftigkeit des Bauwerks geleistet. Pendelstützen Die Pendelstützen stellen aufgrund ihrer konstruktiven Ausbildung einen besonderen Bereich des Bauwerks dar. Sie bestehen aus jeweils zwei Pendelscheiben, die über Betongelenke mit dem Überbau verbunden sind. Oberhalb der Pendelstützen befindet sich jeweils ein Fugenprofil, über das die Bauwerksbewegungen aufgenommen werden. Im Laufe der Nutzungsdauer führten Undichtigkeiten der Fugenprofile dazu, dass chloridhaltiges Oberflächenwasser in den Zwischenraum der beiden Pendelscheiben eindringen konnte. Aufgrund der konstruktiven Ausbildung war ein Abfließen des Wassers nur eingeschränkt möglich, sodass sich über Jahrzehnte eine hohe Chloridbelastung in diesem Bereich entwickelte. Die Situation vor Beginn der Instandsetzungsarbeiten ist in Abb. 5 dargestellt. Im Rahmen der Bauwerksdiagnostik wurden an den Innenseiten der Pendelstützen Chloridgehalte von über 1,5 M.-%/ ZG festgestellt. Entsprechend zeigten sich dort bereits beginnende Korrosionsschäden an der Bewehrung. Zur Entwicklung eines nachhaltigen Instandsetzungskonzepts wurden verschiedene Sanierungsvarianten untersucht (Abstützung, Teilabbruch, Kathodischer Korrosionsschutz). Aus statischen Gründen konnte eine Abstützung mit konventioneller Betoninstandsetzung und ein Teilabbruch mit Ersatzneubau nicht mit vertretbarem Aufwand realisiert werden, sodass nach erfolgreicher Tauglichkeitsprüfung die Planung eines KKS Systems verfolgt wurde. Abb. 5: Pendelstützen Kathodischer Korrosionsschutz Pendelstützen Zur Instandsetzung der Pendelstützen ist der Einbau eines kathodischen Korrosionsschutzsystems (KKS) vorgesehen. Aufgrund der unterschiedlichen konstruktiven Ausbildung kommen dabei zwei verschiedene Anodensysteme zum Einsatz. Im Sockelbereich werden Titannetze verwendet, die nach der Untergrundvorbereitung mittels Höchstdruckwasserstrahlen (HDW) mit einem ca. 25 mm starken Anodenmörtel überdeckt werden. Im Bereich oberhalb der Betongelenke erfolgt der Einbau von Titanstabanoden in einem Raster von 20 × 20 cm. Mit der vorgesehenen Ausführung wird erstmals ein denkmalgeschütztes Ingenieurbauwerk in Nordrhein- Westfalen mit einem KKS-System instandgesetzt. Die konstruktive Ausbildung des Systems ist in Abb.-7 dargestellt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 305 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln Abb. 6: Konstruktive Ausbildung des kathodischen Korrosionsschutzes (KKS) im Bereich der Pendelstützen. Arbeitsgerüst Die Planung des Arbeitsgerüstes erfolgte in enger Abstimmung mit der Instandsetzungsplanung und der statischen Nachrechnung. Neben den Anforderungen des Wasserstraßen- und Schifffahrtsamtes, der Lage im Überschwemmungsgebiet sowie der erforderlichen dichten Einhausung zum Schutz des Gewässers waren insbesondere die zusätzlichen Einwirkungen aus dem Gerüst auf das Bestandsbauwerk zu berücksichtigen. Die Nachrechnung zeigte, dass im Bereich der Rampenbauwerke und der Ausleger keine zusätzlichen Lasten aus dem Arbeitsgerüst in das Bauwerk eingeleitet werden können. Lediglich der Bogen verfügte über ausreichende Tragreserven zur Aufnahme der Gerüstlasten. Auf Grundlage dieser Erkenntnisse wurde ein halbseitig verfahrbares Arbeitsgerüst entwickelt, das die Lasten gezielt in den Bogen einleitet und gleichzeitig die abschnittsweise Durchführung der Betoninstandsetzungsarbeiten ermöglicht. Die Gerüstplanung und die Nachrechnung beeinflussten sich somit gegenseitig und wurden als iterativer Planungsprozess geführt. Dieses enge Zusammenspiel bildete eine wesentliche Grundlage für das entwickelte Instandsetzungskonzept. 3. Nachrechnung Die Nachrechnung der Katzenbuckelbrücke erfolgte entsprechend den Vorgaben der Nachrechnungsrichtlinie. Ziel war die Bewertung der Tragfähigkeit des bestehenden Bauwerks unter Berücksichtigung aktueller Einwirkungen sowie der im Rahmen der Instandsetzungsplanung vorgesehenen Bauzustände. Aufgrund der außergewöhnlichen Bauwerksgeometrie und der historischen Spannbetonkonstruktion stellte insbesondere die Modellbildung eine wesentliche Herausforderung dar. 3.1 Bestandsunterlagen Eine wesentliche Grundlage für die Nachrechnung bildeten die Bestandsunterlagen aus der Bauzeit. Hierzu standen neben den statischen Berechnungen und Schalplänen auch Bewehrungspläne sowie ein Großteil der Ausführungszeichnungen in guter Qualität zur Verfügung. Die vorhandenen Unterlagen ermöglichten eine detaillierte Erfassung der Bauwerksgeometrie sowie der Bewehrungsführung und bildeten damit eine sehr gute Grundlage für die Modellbildung. Nicht vollständig überliefert waren hingegen die Unterlagen zur Vorspannung. Insbesondere lagen keine Spanngliedpläne vor, sodass die räumliche Lage der Spannglieder auf Grundlage der vorhandenen Ausführungszeichnungen rekonstruiert werden musste. Die Vorgehensweise hierbei wird in Abschnitt 3.3 näher erläutert. Abb. 7: Ausschnitt des räumlichen Stabwerksmodells mit Hauptbogen, Ausleger und Rheinrampe 306 7. Brückenkolloquium - September 2026 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln 3.2 Modellbildung Aufgrund der außergewöhnlichen Bauwerksgeometrie stellte die Modellbildung eine wesentliche Herausforderung der Nachrechnung dar. Ziel war es, das Tragverhalten der Katzenbuckelbrücke möglichst realitätsnah abzubilden und gleichzeitig ein Berechnungsmodell zu entwickeln, das die Grundlage für die anschließenden Nachweise bildet. Hierzu wurde ein vollständiges räumliches Stabwerksmodell erstellt. Aufgrund des kontinuierlich veränderlichen Querschnittsverlaufs wurden insgesamt 86 unterschiedliche Querschnitte definiert und im Berechnungsmodell berücksichtigt, um die Bauwerksgeometrie möglichst realitätsnah abzubilden. Ein Ausschnitt des Berechnungsmodells ist in Abb. 7 dargestellt. Die Tragkonstruktion gliedert sich in die beiden Rampenbauwerke, die Auslegerbereiche sowie den Hauptbogen. Die Rampen wurden als nicht begehbare Spannbetonhohlkästen modelliert. Über die als zweistegige Plattenbalken ausgebildeten Ausleger erfolgt der Übergang zum Hauptbogen, der als einzelliger Spannbetonhohlkasten mit veränderlichem Querschnitt ausgebildet ist. Die Ausleger sind monolithisch mit dem Hauptbogen verbunden und lagern auf Pendelscheiben, die über Betongelenke angeschlossen sind. Eine konstruktive Besonderheit stellt die Rampe auf der Rheinseite dar. Aufgrund des ausgeprägten Grundrissbogens entstehen in Verbindung mit der Einspannung in das Widerlager und der gelenkigen Lagerung auf den Pendelstützen erhebliche Torsionsbeanspruchungen, die bereits aus der Bauwerksgeometrie erkennbar sind. Die außergewöhnliche Grundrisskrümmung der Rheinrampe ist in Abb. 8 anhand einer Untersichtsaufnahme dargestellt. Abb. 8: Untersicht der stark gekrümmten Grundrissform der rheinseitigen Rampe 3.3 Vorspannung Die Modellierung der Längsvorspannung stellte eine besondere Herausforderung der Nachrechnung dar. Zwar lagen die Ausführungszeichnungen und Bewehrungspläne weitgehend vollständig vor, Spanngliedpläne sowie eine Spannanweisung waren jedoch nicht Bestandteil der Bestandsunterlagen. Darüber hinaus lag keine bauzeitliche Zulassung des verwendeten Spannverfahrens mehr vor. Für die Ermittlung der Material- und Systemparameter wurde daher ergänzend eine Zulassung des Spannverfahrens Wayss & Freytag aus den Jahren 1966 bis 1971 herangezogen. Da davon ausgegangen werden konnte, dass es sich hierbei um ein technisch vergleichbares Nachfolgesystem der ursprünglich verwendeten Vorspannung handelt, konnten die maßgebenden Parameter für die Nachrechnung plausibel abgeleitet werden. Hierzu gehörten insbesondere die Reibungsbeiwerte, ungewollte Umlenkwinkel sowie die Keilschlupfverluste. Diese Verlustanteile wurden in der historischen Bestandsstatik nicht berücksichtigt, für die Nachrechnung jedoch mit plausiblen Werten entsprechend der Referenzzulassung angesetzt. Abb. 9: Ausschnitt der im FE-Modell rekonstruierten Längsvorspannung mit Detaildarstellung des Spanngliedverlaufs Die räumliche Lage der Spannglieder wurde anhand der Bewehrungspläne rekonstruiert. Da Tabellen zum Höhenverlauf der Spannglieder nicht vorlagen, erfolgte die Ermittlung der Spanngliedgeometrie über die dokumentierten Höhenlagen der Stützelemente sowie ergänzend durch maßstäbliches Ausmessen der Bestandszeichnungen. Spannglieder mit identischem Verlauf wurden im Berechnungsmodell zusammengefasst und entsprechend ihrer Lage im Bauwerk berücksichtigt. Die modellierte Längsvorspannung ist in Abb. 9 dargestellt. 3.4 Plausibilisierung des Berechnungsmodells Zur Plausibilisierung des Berechnungsmodells wurden die maßgebenden Schnittgrößen systematisch mit den Ergebnissen der historischen Bestandsstatik verglichen. Hierzu erfolgte zunächst ein Vergleich der Schnittgrößen aus Eigengewicht. Anschließend wurden die Ergebnisse unter Volllast sowie unter der Lastkombination aus Eigengewicht, Ausbaulasten und Verkehrslasten gegenübergestellt. Bereits der Vergleich der Schnittgrößen aus Eigengewicht zeigte eine sehr gute Übereinstimmung zwischen Nachrechnungsmodell und Bestandsstatik. Das Verhältnis der neuen zu alten Schnittgrößen lag je nach Bauwerksbereich zwischen 87 % und 117 % und bestätigen die ge- 7. Brückenkolloquium - September 2026 307 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln wählte Modellbildung sowie die Rekonstruktion der Bauwerksgeometrie (Tab.-2). Tab.-2: Vergleich Biegemomente aus Eigengewicht Eigengewicht Nachrechnung [kNm] Bestandsstatik [mt] NR/ Bestand Bogen -134 k.A. -- Ausleger Rhein max 1022 114 90% Ausleger Mühlheim 1045 120 87% Rampe Rhein Feldmom. 1460 125 117% Rampe Rhein Stützmom. -7560 -749 101% Rampe Mühlheim Feld 1 940 90,2 104% Rampe Mühlheim Feld 2 1430 135 106% Rampe Mühlheim Stütze -2400 -211 114% Für die Volllast ergaben sich hingegen teilweise erhebliche Abweichungen von bis zu über 400 %. Diese Unterschiede sind jedoch nicht auf eine fehlerhafte Modellbildung zurückzuführen, sondern auf unterschiedliche Berechnungsansätze. Während im Nachrechnungsmodell entsprechend der heutigen Nachrechnungsrichtlinie zusätzlich Zwangsschnittgrößen aus Temperaturbeanspruchungen und Stützensenkungen berücksichtigt werden, wurden diese Einwirkungen in der historischen Bestandsstatik nicht angesetzt. Zur Beurteilung der eigentlichen Modellqualität wurden daher zusätzlich die Schnittgrößen aus Eigengewicht, Ausbaulasten und Verkehrslasten verglichen. Für diese Lastkombination ergab sich erneut eine sehr gute Übereinstimmung mit der Bestandsstatik. Die Abweichungen lagen zwischen 93 % und 128 % und bestätigen, dass das entwickelte Berechnungsmodell das Tragverhalten der Katzenbuckelbrücke zuverlässig abbildet. Die Plausibilisierung des Berechnungsmodells kann damit insgesamt als erfolgreich angesehen werden. Gleichzeitig wird deutlich, dass die erheblichen Unterschiede der späteren Nachweise nicht auf Abweichungen der Modellbildung zurückzuführen sind, sondern maßgeblich aus den heute anzusetzenden Einwirkungen nach der Nachrechnungsrichtlinie resultieren. 3.5 Besonderheiten bei den Lastannahmen Die Lastannahmen erfolgten entsprechend der Nachrechnungsrichtlinie. Gegenüber der historischen Bestandsstatik ergaben sich insbesondere bei den Zwangseinwirkungen wesentliche Unterschiede. Während Temperaturbeanspruchungen und Stützensenkungen in den ursprünglichen Berechnungen nur untergeordnet berücksichtigt wurden, gehen diese Einwirkungen heute mit deutlich höherer Relevanz in die Nachweisführung ein. Darüber hinaus wurden die im Rahmen der Instandsetzungsplanung erforderlichen Bauzustände berücksichtigt. Hierzu zählen insbesondere die Lasten aus dem Arbeitsgerüst, den Betoninstandsetzungsmaßnahmen sowie den abschnittsweisen Bauabläufen. Die Lastansätze wurden entsprechend der geplanten Bauausführung in das Berechnungsmodell übernommen. 3.6 Ergebnisse Stufe 1 und 2 Die Nachrechnung nach Stufe 1 und 2 zeigte erhebliche Defizite bei den Nachweisen für Querkraft mit Torsion in den Rampenbauwerken. Während der Hauptbogen bereits vollständig nachgewiesen werden konnte, ergaben sich in den Rampen Ausnutzungsgrade von bis zu 230 %. Die Ursachen hierfür liegen insbesondere in den nach heutigem Regelwerk anzusetzenden Zwangseinwirkungen sowie den gegenüber der Bauzeit realistisch berücksichtigten Spannkraftverlusten. 3.7 Anwendung der 2. Ergänzung der NRR Zur Reduzierung der festgestellten Defizite wurde anschließend der in der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie eingeführte Querkraftansatz angewendet. Dieser basiert auf einem Fachwerkmodell mit zusätzlichem Betontraganteil und ermöglicht insbesondere bei älteren Spannbetonbauwerken eine realitätsnähere Erfassung des Tragverhaltens gegenüber dem klassischen Fachwerkmodell. Der zugrunde liegende Plastizitätskreis ist in Abb.-10 dargestellt. 308 7. Brückenkolloquium - September 2026 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln Abb. 10: Plastizitätskreis nach der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie als Grundlage des Querkraftnachweises mit additivem Betontraganteil [1] Durch Anwendung dieses Nachweisverfahrens konnten die maßgebenden Ausnutzungen bereits deutlich reduziert werden. Der höchste Ausnutzungsgrad verringerte sich von ursprünglich 230 % auf 184 %. Trotz dieser erheblichen Verbesserung konnten die Querkraftnachweise jedoch weiterhin nicht vollständig erfüllt werden. Vor diesem Hintergrund wurde entschieden, zwei Lösungswege parallel zu verfolgen. Einerseits sollte im Rahmen einer Machbarkeitsstudie untersucht werden, ob sich die verbleibenden Defizite durch konstruktive Querkraftverstärkungen wirtschaftlich und denkmal-verträglich beheben lassen. Andererseits wurde das Büro WTM Engineers mit einer vertieften ingenieurwissenschaftlichen Bewertung nach Stufe 4 der Nachrechnungsrichtlinie beauftragt. Ziel war es, durch weitergehende Nachweismethoden die tatsächlich vorhandenen Tragreserven des Bestandsbauwerks zu erschließen. 4. Machbarkeitsstudie Querkraftverstärkung Da die Nachweise für Querkraft mit Torsion auch nach Anwendung der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie nicht vollständig erfüllt werden konnten, wurde parallel zur vertieften Nachrechnung eine Machbarkeitsstudie zur baulichen Verstärkung der Rampenbauwerke durchgeführt. Ziel war es, technisch umsetzbare und denkmalverträgliche Lösungen zu entwickeln, mit denen die verbleibenden Defizite wirtschaftlich behoben werden können. 4.1 Bauliche Randbedingungen Die Entwicklung einer geeigneten Querkraftverstärkung stellte sich aufgrund der konstruktiven Ausbildung der Rampenbauwerke als äußerst anspruchsvoll dar. Die maßgebenden Querkraftbeanspruchungen treten in den Stegen der Hohlkästen auf. Gleichzeitig verläuft in diesen Bereichen die Längsvorspannung, sodass eine nachträgliche Anordnung zusätzlicher Querkraftbewehrung innerhalb der Stege praktisch ausgeschlossen ist. Eingriffe in diesem Bereich hätten ein erhebliches Risiko für die vorhandenen Spannglieder bedeutet (Abb. 11). Abb. 11: Lage der Längsvorspannung innerhalb der Stege des Rampenquerschnitts Erschwerend kommt hinzu, dass die Boden- und Deckplatten der Hohlkästen lediglich etwa 20 cm stark sind. Die geringen Bauteildicken schränken die Möglichkeiten zur Verankerung zusätzlicher Verstärkungselemente erheblich ein und stellen hohe Anforderungen an die konstruktive Ausbildung möglicher Verstärkungssysteme. Auch eine außenliegende Verstärkung kam aufgrund des Denkmalstatus der Katzenbuckelbrücke nur eingeschränkt in Betracht. Ziel der Planung war es, das charakteristische Erscheinungsbild des Bauwerks zu erhalten und Eingriffe in die historische Bausubstanz auf das unbedingt erforderliche Maß zu beschränken. Als verbleibende Möglichkeit wurden daher Verstärkungskonzepte entwickelt, bei denen die Verstärkungselemente durch den Hohlkasten geführt und außerhalb 7. Brückenkolloquium - September 2026 309 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln der Bereiche mit vorhandener Vorspannung verankert werden. Die Untersuchung dieser Lösungen war Gegenstand der nachfolgenden Machbarkeitsstudie. 4.2 Untersuchte Verstärkungsvarianten Auf Grundlage der beschriebenen Randbedingungen wurden vier unterschiedliche Verstärkungskonzepte entwickelt und hinsichtlich ihrer statischen Wirksamkeit, konstruktiven Umsetzbarkeit, Wirtschaftlichkeit sowie ihrer Vereinbarkeit mit den denkmalpflegerischen Anforderungen bewertet. Einen Überblick über die untersuchten Varianten gibt Tab. 3. Tab. 3: Beschreibung der untersuchten Querkraftvarianten Var. Konzept Kurbeschreibung 1 Stabspannglieder Verstärkung mittels durch den Hohlkasten geführter Stabspannglieder 2a Betonschraube (oben verankert) Verankerung der Betonschraube in der Deckplatte 2b Betonschraube (unten verankert) Verankerung der Betonschraube in der Bodenplatte 3 CFK-Gelege Aufgeklebte bzw. eingeklebte CFK-Bewehrung 4 Außenliegende Stahllaschen Querkraftverstärkung über außenliegende Stahlbauteile 4.3 Bewertung der Varianten Ein wesentliches Bewertungskriterium war dabei die Robustheit der Systeme gegenüber möglichen Abweichungen zwischen Bestandsunterlagen und tatsächlicher Bauwerksgeometrie. Da bei Bauwerken aus den 1950er Jahren trotz umfangreicher Bestandsunterlagen nicht ausgeschlossen werden kann, dass Spannglieder oder Bewehrungselemente von den Planunterlagen abweichen, mussten die Verstärkungssysteme während der Ausführung eine ausreichende geometrische Flexibilität besitzen. Die Systeme auf Basis von Stabspanngliedern (Variante 1) und Betonschrauben (Varianten 2a und 2b) ermöglichen grundsätzlich eine geometrische Anpassung der Lage einzelner Verstärkungselemente, falls während der Bauausführung unvorhergesehene Kollisionen mit Spanngliedern oder Bewehrung auftreten. Diese Flexibilität geht jedoch mit dem Erfordernis einher, die Detailnachweise der Verankerung und Lastweiterleitung jeweils an die tatsächliche Einbausituation anzupassen. Die Variante 4 mit außenliegenden Stahllaschen wurde aufgrund des hohen konstruktiven Aufwands, möglicher Kollisionen der Verankerungen mit der vorhandenen Vorspannung sowie der erheblichen Beeinträchtigung des denkmalgeschützten Erscheinungsbildes als ungünstigste Lösung bewertet. Die Querkraftverstärkung mittels CFK-Gelegen (Variante 3) basiert auf hochfesten, unidirektionalen Carbonfasergelegen, die mit einem Epoxidharz kraftschlüssig auf die Betonoberfläche aufgeklebt werden. Zur Erhöhung der Querkrafttragfähigkeit werden die Gelege U-förmig über die Stegaußenflächen und die Unterseite des Hohlkastens geführt. Die Carbonfasern übernehmen dabei die Zugkräfte infolge der Schubrissbildung. Aufgrund der hohen Zugfestigkeit und Steifigkeit der Carbonfasern kann die Querkrafttragfähigkeit ohne Eingriffe in die Tragstruktur sowie ohne nennenswerte Veränderung der Bauteilgeometrie erhöht werden. Da die Gelege im Anschluss im Rahmen der ohnehin vorgesehenen Erneuerung des Oberflächenschutzsystems (OS) überarbeitet werden, treten sie optisch nicht in Erscheinung. Die Verstärkungsmaßnahme lässt sich somit denkmalverträglich in das bestehende Bauwerk integrieren. Ein wesentlicher Vorteil der CFK-Gelege besteht darin, dass sie ausschließlich auf der Bauteiloberfläche angeordnet werden. Im Gegensatz zu den anderen Varianten sind sie daher vollständig unabhängig von der tatsächlichen Lage der inneren Bewehrung und der Spannglieder. Dies erhöht die Ausführungssicherheit und vermeidet unvorhergesehene Anpassungen während der Bauausführung. Aus technischer Sicht stellte die CFK-Verstärkung daher die Vorzugsvariante der Machbarkeitsstudie dar. Einer Umsetzung stand jedoch entgegen, dass die vorhandene allgemeine bauaufsichtliche Zulassung lediglich für vorwiegend ruhende Beanspruchungen gilt. Für den Einsatz an der Katzenbuckelbrücke mit überwiegend nicht ruhenden Verkehrslasten wäre daher voraussichtlich eine Zustimmung im Einzelfall erforderlich gewesen. 5. Nachrechnung Stufe 4 5.1 Motivation Die Nachrechnung nach Stufe 2 sowie die anschließende Anwendung des Querkraftansatzes nach der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie führten bereits zu einer deutlichen Reduzierung der maßgebenden Ausnutzung von 230 % auf 184 %. Die Querkraftnachweise der Rampenbauwerke konnten jedoch weiterhin nicht vollständig erbracht werden. Parallel zur Entwicklung konstruktiver Verstärkungsmaßnahmen wurde daher eine vertiefte ingenieurwissenschaftliche Bewertung nach Stufe 4 durchgeführt. Ziel war es, das tatsächliche Tragverhalten des Bauwerks realitätsnäher abzubilden und vorhandene Tragreserven zu identifizieren, die mit den vereinfachten Nachweisverfahren der Stufen 1 und 2 beziehungsweise der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie nicht vollständig erfasst werden. 5.2 Berücksichtigung der tatsächlichen Materialeigenschaften Im Rahmen der vertieften Nachweisführung wurden zunächst die tatsächlichen Materialeigenschaften des Bauwerks berücksichtigt. Umfangreiche Betonproben zeigten signifikante Überfestigkeiten gegenüber den in der Be- 310 7. Brückenkolloquium - September 2026 Denkmalgerechte Instandsetzung Katzenbuckelbrücke Köln standsstatik angesetzten Betonfestigkeiten. In Abstimmung mit dem Prüfingenieur konnte daher anstelle der ursprünglich angesetzten Festigkeitsklassen C20/ 25 bzw. C30/ 37 eine Betonfestigkeit der Festigkeitsklasse C60/ 75 zugrunde gelegt werden. Abb. 12: Auswertung des Querkraftmodells der 2. Ergänzung der NRR anhand von DAfStb-Datenbank [2] Da das Querkraftmodell der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie formal für Betonfestigkeiten bis C50/ 60 entwickelt wurde, erfolgte ergänzend eine Auswertung vorhandener Versuchsdatenbanken. Diese zeigte, dass das zugrunde liegende Tragmodell auch für höhere Betonfestigkeiten zutreffende Ergebnisse liefert und somit für die im vorliegenden Projekt ermittelten Materialkennwerte angewendet werden kann (Abb. 12). 5.3 Erweiterte Nachweisführung Zusätzlich zur Berücksichtigung der tatsächlich vorhandenen Betonfestigkeit wurden im Rahmen der Stufe- 4-Nachrechnung weitere ingenieurwissenschaftlich begründete Nachweismodifikationen vorgenommen. Ziel dieser Erweiterungen war eine möglichst realitätsnahe Beschreibung des Tragverhaltens des Spannbetonquerschnitts unter Querkraft- und Torsionsbeanspruchung. Hierzu wurden insbesondere - das Fließen des Spannstahls infolge der Schubrissbildung und der daraus resultierende Vertikalanteil der Vorspannung, - die Berücksichtigung einer Konsolwirkung im Nachweisschnitt für Querkraft und Torsion sowie - der Beitrag der Spannstahlfläche als Längsbewehrung zum Betontraganteil in den Nachweis einbezogen. Die wissenschaftlichen Grundlagen dieser Nachweismodifikationen sowie deren Herleitung werden in [3] beschrieben. Im vorliegenden Beitrag wird daher auf eine detaillierte Darstellung verzichtet. Durch die Kombination der erhöhten Materialkennwerte mit den zusätzlichen Nachweismodifikationen konnte die rechnerische Ausnutzung des maßgebenden Nachweises schrittweise reduziert werden. Für den kritischen Nachweisschnitt ergab sich schließlich ein Ausnutzungsgrad von 100 %, sodass die zuvor entwickelten Verstärkungsmaßnahmen aus statischer Sicht nicht mehr erforderlich waren. 6. Zusammenfassung und Ausblick Die denkmalgerechte Instandsetzung der Katzenbuckelbrücke stellte aufgrund der außergewöhnlichen Bauwerksgeometrie, des hohen Alters der Spannbetonkonstruktion sowie der Anforderungen des Denkmalschutzes besondere Anforderungen an Planung und Nachweisführung. Während die Instandsetzungsplanung zahlreiche objektspezifische Lösungen für Geländer, Gesimse, Fugenprofile, Pendelstützen und Arbeitsgerüst erforderte, zeigte die Nachrechnung erhebliche Defizite im Querkraftnachweis der Rampenbauwerke. Durch die Anwendung der 2. Ergänzung der Nachrechnungsrichtlinie, die parallele Entwicklung verschiedener Verstärkungskonzepte sowie die vertiefte ingenieurwissenschaftliche Nachweisführung nach Stufe 4 konnten die vorhandenen Tragreserven des Bauwerks schrittweise erschlossen werden. Die zusätzlichen Nachweismodifikationen führten schließlich dazu, dass auf invasive Querkraftverstärkungen verzichtet werden konnte und gleichzeitig eine denkmalverträgliche Erhaltung der historischen Tragstruktur möglich wurde. Die Instandsetzungsarbeiten an der Katzenbuckelbrücke befinden sich derzeit in der Ausführung. Die Fertigstellung der Gesamtmaßnahme ist für Ende 2026 vorgesehen. Danksagung Die Autoren danken der Stadt Köln für das entgegengebrachte Vertrauen und die angenehme Zusammenarbeit bei der Planung und Umsetzung der Instandsetzung der Katzenbuckelbrücke. Ein besonderer Dank gilt dem Prüfingenieur Dr.-Ing. Titus Klöker für die konstruktive und lösungsorientierte Begleitung der Nachweisführung sowie den stets offenen fachlichen Austausch. Literatur [1] Herbrand, M.: Shear Strength Models for Reinforced and Prestressed Concrete Members. Dissertation, RWTH Aachen, ISBN 978-3-939051-27-5, 2017 [2] Herbrand, M.: Mülheimer Hafenbrücke - Nachrechnung nach Stufe 4 der Nachrechnungsrichtlinie - Ergänzender Nachweis der Querkrafttragfähigkeit der Rampenbauwerke. Statische Berechnung, WTM Engineers, Hamburg, April 2025. [3] Herbrand, M.; Rauert, T.; Zehetmaier, G.; Ullerich, C.: Erweiterte Untersuchungen zur Querkrafttragfähigkeit der Westrampe der Köhlbrandbrücke. Bautechnik 98, Heft 2, S. 115-124, DOI: 10.1002/ bate.202000105, Februar 2021 7. Brückenkolloquium - September 2026 311 Ultraschall-Monitoring eines provozierten Spanndrahtbruchs an der Gänstorbrücke Ulm/ Neu-Ulm PD Dr. rer. nat. Ernst Niederleithinger Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Camila Andrea Sanchez Trujillo, M. Sc. Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Niklas Epple, M. Sc. Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Julia Hau, M. Sc. Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Dipl.-Ing. Eckhard Kempkens Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch-Gladbach Zusammenfassung Die Leistungsfähigkeit von Bauwerken ist für Bundesfernstraßen-Nutzer zentral. Veränderungen durch Lasten, Umwelteinflüsse oder Alterung müssen früh erkannt werden. Moderne Ultraschalltransducer und Codawelleninterferometrie ermöglichen die Erfassung von Betriebsbedingungen und kleinsten Materialveränderungen mit hoher Genauigkeit. Ein Transducernetzwerk und spezielle Software lokalisieren diese Veränderungen auch in großen Bauwerken. Zur Prüfung der Einsatzreife des Verfahrens wurde an der Gänstorbrücke (Ulm/ Neu-Ulm) vor dem Rückbau ein Spanndrahtbruch provoziert. Die Brücke wurde im Rahme von Forschungsprojekten bereits Ende 2020 instrumentiert. Die Ergebnisse zeigten, dass ein Netzwerk aus aktiven Ultraschall-Transducern den Spanndrahtbruch nicht nur detektieren, sondern auch lokalisieren konnte. Zudem ergaben sich Hinweise auf den räumlichen Bereich, in dem sich das getrennt Spannglied wieder verankerte. Ein Be- und Entlastungsversuch zeigte, dass sich das Tragverhalten der Brücke durch Trennung eines einzelnen Spannglieds nicht signifikant veränderte. 1. Einführung Der Betrieb und die Erhaltung einer funktions- und leistungsfähigen von Verkehrsinfrastruktur ist für die öffentlichen Infrastrukturbetreiber eine gewaltige Zukunftsaufgabe. Veränderungen durch Lasten, Umwelteinflüsse oder Alterung müssen früh erkannt werden. Vor diesem Hintergrund stellen Monitoringansätze nach physikalischen Messprinzipien, welche das Potential besitzen, neben feinen strukturellen Materialveränderungen - u.- a. Feuchtigkeit und Mikrorisse - auch mechanische Beanspruchung in Betonbauteilen im betrachteten Volumen mit Ortsbezug in (Quasi-)Echtzeit erfassen können qualitativ einen deutlichen Innovationsprung in diesem Bereich dar. Moderne Ultraschalltransducer und Codawelleninterferometrie ermöglichen die Erfassung von Betriebsbedingungen und kleinsten Materialveränderungen mit hoher Genauigkeit. Ein Transducernetzwerk und spezielle Software lokalisieren diese Veränderungen auch in großen Bauwerken. Aktuelle Beispiele aus praktischen Pilotierungs-Anwendungen zeigen ([1][2]), dass das in der hier vorgestellten Fallstudie genutzte Verfahren der Ultraschall-Codawellen-Interferometrie o. g. Eigenschaften mit vergleichsweise geringem installatorischem Aufwand und somit Kosten für die verwendete Sensorik und ihre Implementierung am Bauwerk abdecken kann. Ziel des von der BASt unter der Nummer FE890354- 2023 geförderten Projekts war die Auswertung von Ultraschall-Messdaten vor, während und nach einem simulierten Spannstahlschaden an der Brücke. Beteiligt waren BASt, BAM, die Stadt Ulm sowie die Büros Ingenieurbüro Schiessl, Gehlen, Sodeikat (IBS) und Klähne-Bung Ingenieure (KBI). 2. Das Bauwerk Die Gänstorbrücke (Abb. 1) verbindet seit 1950 die Städte Ulm und Neu-Ulm über die Donau hinweg. Es handelt sich konstruktiv je Fahrtrichtung um eine Einfeld-Plattenbrücke (2 Fahrspuren und Bürgersteig) mit je zwei Hauptträgern (Länge 96 m, Höhe mittig 1,2 m, am Rand 4,3 m, Breite 0,4 bis 0,7 m). Die Brücke ist längs und quer vorgespannt, wobei in den Spanngliedern in früheren Untersuchungen erhebliche, korrosionsbedingte Querschnittsverluste festgestellt wurden [3]. Zur Vorspannung war ein Verfahren der Fa. DYWIDAG mit zahlreichen, sehr eng in individuellen Hüllrohren verlegten Spannstählen (25 mm) eingesetzt worden. 312 7. Brückenkolloquium - September 2026 Ultraschall-Monitoring eines provozierten Spanndrahtbruchs an der Gänstorbrücke Ulm/ Neu-Ulm Abb. 1: Die Gänstorbrücke über die Donau zwischen Ulm (links) und Neu-Ulm (rechts) im Jahr 2020. Foto: BAM. Die Ultraschall-Instrumentierung der Gänstorbrücke wurde im Rahmen der DFG-Forschergruppe FOR 2825 „Coda“ und des BASt-Vorhabens 89.0345/ 2019 bereits Ende 2020 installiert. Zusätzlich betreibt das Ingenieurbüro Schiessl, Gehlen Sodeikat im Auftrag der Städte Ulm und Neu-Ulm schön seit mehreren Jahren ein umfassendes Monitoringsystem mit Schallemission, Verformungs- und Temperaturmessungen [4]. Als Überwachungsbereich für das hier beschriebene Experiment wurde ein Sektor des westlichen Längsträgers im westlichen Teilbauwerk gewählt (Abb. 2). Abb. 2: Rot: Transducerpositionen im zentralen Bereich der Gänstorbrücke nach Einbau mit Spannkanalverlauf (Basis: Unterlagen Dywidag). Aus [2]. 3. Das Experiment Das Experiment wurde am westlichen Teilbauwerk nach Verkehrsstopp vor Rückbau (konventioneller Abbruch mit Abbruchzangen) durchgeführt. Zuvor wurden durch den verantwortlichen Tragwerksplaner (KBI) das Schnitt- und Messkonzept geprüft und freigegeben Das bereits früher installierte flächige Sensornetz blieb unverändert. Die Messelektronik wurde für das Experiment ausgetauscht, um einen schnellere Messfolge zu ermöglichen. Die Auswertung der Signale erfolgt mit der aus der Seismologie stammenden Codawelleninterferometrie (CWI). Dabei werden Referenz- und Folgesignale verglichen; mittels Kreuzkorrelation werden Veränderungen ermittelt. Details zur Methodik können [3] und [4] entnommen werden. Abb. 3: Angesetztes Kernbohrgerät zur Freilegung/ Durchtrennung des Spannstahls. Aus [7]. Am 05.02.2025 wurde das Rissereignis durch einen Spannstahlschnitt per Kernbohrung (Abb. 3) eingeleitet, während ein 15-t-Teleskoplader die Brücke zusätzlich belastete. 4. Ergebnisse Die 2020 installierten Ultraschall-Sensoren funktionierten zuverlässig. Die CWI-Messungen zeigten deutliche Geschwindigkeitsänderungen während Belastung, Entlastung und dem Schnitt, wobei der Effekt bis zu 3,5 m vom Schnittort entfernt detektierbar war (Abb. 4). Abb. 4: Relative Geschwindigkeitsänderung (ε) und Korrelationskoeffizient (oben), Temperatur (Mitte) sowie Dehnungsänderungen (unten, Sensor einige m entfernt von der Schnittstelle) um die Zeit des Spannstahlschnitts herum. Aus [7] Von den begleitenden Dehnungsmessungen (Sensor einige Meter entfernt, Abb. 4 unten) wird die Spannstahltrennung nicht erfasst. Die Be- und Entlastung durch den Teleskoplader samt Arbeitsbühne allerdings schon. Die Beträge der Dehnungsänderung für Be- und Entlastung sind identisch. Es zeigen sich also keine Hinweise auf eine Änderung des Tragverhaltens. Die Schallemissionsanalyse (nächster Sensor ebenfalls einige Meter entfernt) erfasste das Schnittereignis. Durch den Vergleich der Ultraschallsignale vor und nach dem Schnitt und anschließende Inversionsrechnung wurde eine 2D-Verteilung der Geschwindigkeitsänderung berechnet (Abb. 5). Diese Bildgebung lokalisierte eine starke Geschwindigkeitsreduktion am durchtrennten Spannglied, was auf einen lokalen Steifigkeitsverlust 7. Brückenkolloquium - September 2026 313 Ultraschall-Monitoring eines provozierten Spanndrahtbruchs an der Gänstorbrücke Ulm/ Neu-Ulm hindeutet. Ebenso wurden lokale Geschwindigkeitszunahmen außerhalb des direkten Schnittbereichs festgestellt, die auf Rückverankerung zurückgeführt werden. Dabei zeigt sich eine Asymmetrie (nach rechts Auswirkungen nur 0,5 m - 1 m), nach links gut 3 m), die auf die asymmetrische Spanngliedführung, aber auch auf Vorschäden zurückzuführen sein dürfte. Details zu den Ergebnissen finden sich in [7]. Abb. 5: Verteilung der Ultraschall-Geschwindigkeitsänderung nach Spannstahlschnitt. Blau: Abnahme (Dehnung, Schädigung). Rot: Zunahme (Kompression). Dreieck: Position Spannstahlschnitt. Aus [7]. 5. Schlussfolgerungen Das Experiment bewies, dass das Ultraschallmonitoring zu einer annähernd Echtzeit-Detektion und Lokalisierung des Rissereignisses fähig ist. Ein Belastungsversuch vor/ nach dem Ereignis ergab hierbei jedoch aktuell keinen signifikanten Hinweis auf eine Beeinträchtigung des Tragverhaltens der Brücke insgesamt. Experimente mit Spannstahltrennung an zum Rückbau vorgesehenen Bauwerken sind sowohl zur Beurteilung des Tragwerksverhaltens als auch der Betriebssicherheit ähnlicher Bauwerke sehr wertvoll. Sie dienen wie im vorliegenden Fall auch der Validierung von Versuchs- und Überwachungseinrichtungen. Für derartige Experimente sollte man mindestens ein Jahr Vorlauf einplanen und Tragwerksplanung, Baustelle und Betreiber von Beginn an einbinden - für Arbeitsschutz, Standsicherheit, Versuchsdesign und Ergebnisbewertung. Für die Probennahme & Sensorik muss vorab ein Konzept für die Probenentnahme nach Rückbau festgelegt werden und die Sensorik ist ggf. zu erweitern. Es ist sinnvoll, ergänzende Messtechniken zu nutzen, um Ergebnisse abzugleichen und besser zu interpretieren. Vor dem Freilegen von Spanngliedern ist unbedingt eine fachgerechte Ortung von Bewehrung und Spannkanälen nötig; einfache Geräte reichen dafür nicht aus. Bei mehreren Schnitten ist nach jedem Schritt zu prüfen, ob das Experiment sicher fortgesetzt werden kann. 6. Ausblick Die Ergebnisse dieses Projekts lassen sich für die Validierung des Messystems „Ultraschall-Monitoring mit Codawelleninterferometrie“ sehr gut nutzen, die Übertragbarkeit auf andere Bauwerke ist aber durch die Einzigartigkeit der Gänstorbrücke beschränkt. Daher wird empfohlen, weitere Rückbauvorhaben, insbesondere von Bauwerkstypen mit größeren Bestandszahlen, für zusätzliche Experimente zu nutzen, z. B. im Zusammenhang mit der Entnahme von Spannstahlproben an im Betrieb verbleibenden Bauwerken. Literatur [1] Niederleithinger, E. „Querkrafttragfähigkeit von Spannbetonbrücken-Erfassung von Spannungszuständen in Spannbetonversuchsträgern mit Ultraschallsensoren. Schlussbericht. BAST.-Forschungsvorhaben 89.0312/ 2015,“ 2018. [2] Niederleithinger, E. et al., FE89.0345/ 2022: „Ultraschallmonitoring mit Codawelleninterferometrie - Praktische Implementation, Integration und Demonstration“; 2023, www.bast.de [3] Müller, A., Sodeikat, C., Schänzlin, J. u.- a. „Die Gänstorbrücke in Ulm - Untersuchung, Probebelastung und Brückenmonitoring“. Beton- und Stahlbetonbau 115, Nr. 3 (2020): 164-78. Doi: 10.1002/ best.201900071. [4] Sodeikat, C., Groschup, R., Knab, F., Philipp Obermeier. P. „Acoustic Emission in der Bauwerksüberwachung zur Feststellung von Spannstahlbrüchen“. Beton- und Stahlbetonbau 114, Nr. 10 (2019): 707- 23. Doi: 10.1002/ best.201900041. [5] Niederleithinger, E., Wang, X., Herbrand, M. und Müller, M. Processing Ultrasonic Data by CodaWave Interferometry to Monitor Load Tests of Concrete Beams. Sensors 19, Nr. 1 (2018): Article 147, 1-13. Doi: 10.3390/ s19010147. [6] Jägle, E., Tuladhar, R. Niederleithinger, E. u.- a. „Evaluation of Ultrasonic Signals Collected from Laboratory Concrete Specimens: Preprocessing and Analysis with Coda Wave Interferometry“. MethodsX 16 (Juni 2026): 103811. Doi: 10.1016/ j. mex.2026.103811. [7] Niederleithinger, E. et al., FE 89.0354/ 2023: „Ultraschallmonitoring mit Codawelleninterferometrie - Praktische Implementation, Integration und Demonstration, Teil 2: Nachweis realitätsnaher Schadensereignisse am Bauwerk“; www.bast.de. Digitale Zwillinge 7. Brückenkolloquium - September 2026 317 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke Grundlage für ein prädiktives Lebenszyklusmanagement Dr. Iris Hindersmann Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Lydia Puttkamer Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Dr.-Ing. Matthias Müller Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Zusammenfassung Angesichts steigender Verkehrsbelastungen und einer alternden Bausubstanz im Bundesfernstraßennetz gewinnt ein datenbasiertes, prädiktives Lebenszyklusmanagement für Ingenieurbauwerke zunehmend an Bedeutung. Ein wesentlicher Baustein hierfür ist die standardisierte Erfassung des Referenzzustands unmittelbar nach Fertigstellung eines Bauwerks. Der vorliegende Beitrag stellt das Konzept des „Geburtszertifikats“ vor, das als digitale Nullmessung den Ausgangszustand von Brückenbauwerken dokumentiert und eine belastbare Grundlage für spätere Zustandsvergleiche, Prognosemodelle und Erhaltungsentscheidungen schafft. Der Artikel stellt die konzeptionellen Grundlagen einschließlich der Einbindung in bestehende Regelwerke dar, erläutert die Auswahl und Systematisierung relevanter physikalischer, physikalisch-chemischer und geometrischer Kennwerte mit positivem Kosten-Nutzen-Verhältnis und beschreibt Anforderungen an ein nachhaltiges Datenmanagement. Dieses gewährleistet die langfristige Nutzbarkeit der Informationen gemäß den FAIR-Prinzipien über den gesamten Lebenszyklus und ermöglicht deren Integration in digitale Zwillinge. Praxisrelevante Herausforderungen für die Umsetzung des Konzepts sind neben technischen Aspekten insbesondere organisatorische, personelle und wirtschaftliche Hürden. Konkrete Umsetzungsschritte von der Erfahrungssammlung über die Pilotierung bis hin zur Standardisierung werden dargestellt. Der Beitrag zeigt, dass das Geburtszertifikat das Potenzial besitzt, die Bauwerkserhaltung nachhaltig zu transformieren, die Verfügbarkeit der Infrastruktur zu erhöhen und als Komponente zukünftiger digitaler Zwillinge zu dienen. 1. Einführung Die Ingenieurbauwerke der Bundesfernstraßen stehen vor wachsenden Herausforderungen: steigende Verkehrsbelastungen, eine alternde Bausubstanz sowie zunehmende Anforderungen an Sicherheit, Zuverlässigkeit und Verfügbarkeit. Um diesen Anforderungen nachhaltig zu begegnen, bedarf es langfristig angelegter und systematisch entwickelter Konzepte für Planung, Bau und Erhaltung. Ein entscheidender Entwicklungsschritt liegt dabei im Wandel von einer überwiegend reaktiven Erhaltung hin zu einem prädiktiven Lebenszyklusmanagement. Voraussetzung für ein prädiktives Vorgehen ist die kontinuierliche Verfügbarkeit qualitativ hochwertiger und aktueller Informationen zum baulichen Zustand sowie zu potenziellen Veränderungen. Von Bedeutung ist hierbei die systematische Erfassung des Anfangszustands unmittelbar nach Fertigstellung eines Bauwerks. In diesem Zusammenhang spielt das „Geburtszertifikat“ eine wichtige Rolle. Es dient der strukturierten Dokumentation aller initialen Kennwerte, die für spätere Aufgaben im Lebenszyklus, wie Zustandsanalysen, Prognosemodelle und lebenszyklusbezogene Entscheidungen benötigt werden. Das Geburtszertifikat definiert somit den Referenzzustand, anhand dessen zukünftige Veränderungen fundiert bewertet werden können. Der vorliegende Artikel stellt das zugrunde liegende Konzept des Geburtszertifikats für Brücken vor, ordnet es in bestehende Regelwerke ein, beschreibt relevante Kennwerte, skizziert Anforderungen an das Datenmanagement und diskutiert zentrale Herausforderungen sowie praktische Umsetzungsschritte. 2. Konzept des Geburtszertifikats 2.1 Definition Mit der Überarbeitung der DIN 1076: 2026-01 zur Prüfung und Überwachung von Ingenieurbauwerken im Zuge von Straßen und Wegen wurde der Begriff der Referenzinformation eingeführt. Diese stellt detaillierte Eigenschaften des Bauwerkes über geometrische, chemische und physikalische Kennwerte zu einem bestimmten Zeitpunkt für spätere Vergleichsbetrachtungen zur Verfügung [1]. Das Geburtszertifikat knüpft an diesen Ansatz an und erweitert ihn: Es dokumentiert den Referenzzustand und das Tragverhalten einer Brücke unmittelbar nach deren Fertigstellung auf Basis geeigneter Kennwerte. Die erste Konzeption sowie die Definition des Geburtszertifikats wurden im Rahmen der Arbeiten der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt) entwickelt [2]. 318 7. Brückenkolloquium - September 2026 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke Im anschließenden Projekt „Geburtszertifikat für Brückenbauwerke die Nullmessung als Bewertungsgrundlage des Bauwerkszustands im Lebenszyklus“ wurde die grundlegende Konzeption für das Geburtszertifikat von Brücken in Deutschland konkretisiert [3]. Ziel des Geburtszertifikats ist die Ermittlung eines belastbaren Referenzzustands, um Veränderungen in Verhalten und Zustand des Bauwerks sowie mögliche Schäden rechtzeitig zu erkennen, zu bewerten und eine Entscheidungsgrundlage für notwendige Maßnahmen zu schaffen. Die erfassten Kennwerte und deren Bewertung müssen über die gesamte Lebensdauer der Brücke verfügbar und vergleichbar bleiben. Abb. 1: Einordnung des Geburtszertifikats in den Lebenszyklus von Brücken Die Erstellung des Geburtszertifikats ist zeitlich nach dem Bau des Bauwerks und vor der Verkehrsfreigabe eingeordnet (Abb. 1). Da die einmalige Erfassung des Referenzzustands nicht ausreichend ist, um Veränderungen zu identifizieren, ist ein kontinuierlicher Abgleich mit den im Lebenszyklus gewonnenen Zustandsinformationen erforderlich. Diese Zustandsinformationen können aus der Bauwerksprüfung nach DIN 1076, aus Monitoring und zerstörungsfreien Prüfungen stammen. Zu Beginn der Lebenszyklusphase „Betrieb“ können zum Abgleich mit weiteren Zustandsinformationen periodischen Messungen durchgeführt werden - beispielsweise im Rahmen der regulären Bauwerksprüfung. Diese Informationen können genutzt werden, um Veränderungen am Bauwerk zu erkennen und entsprechende Maßnahmen zur Erhaltung einzuleiten. Kontinuierliche Messungen werden erst in der späten Nutzungsphase notwendig, wenn eine beschleunigte Schädigungsentwicklung zu erwarten ist oder Grenzwerte überschritten werden. 2.2 Einbindung in vorhandene Regelwerke Das Konzept des Geburtszertifikats leistet einen wesentlichen Beitrag zur Umsetzung bestehender Regelwerke für Ingenieurbauwerke und bietet konkrete Hilfestellungen für die Praxis. Wie in Kapitel 2.1 dargelegt, ist die Referenzinformation bereits in der DIN 1076 verankert. Das Geburtszertifikat greift diese Idee auf und positioniert die Referenzmessung gezielt an den Beginn der Lebenszyklusphase „Betrieb“. Neben der DIN 1076 bietet das Geburtszertifikat auch eine gute Unterstützungsleistung für weitere Regelwerke (Tab. 1): • Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING) [4]: Die ZTV-ING verfolgen das Ziel, einheitliche, verbindliche und qualitätsgesicherte Anforderungen für Planung, Ausführung, Prüfung, Abnahme und Erhaltung von Ingenieurbauwerken im Bereich der Bundesfernstraßen bereitzustellen. Das Geburtszertifikat kann durch verbesserte Kenntnisse zu Unregelmäßigkeiten und Mängeln sowie bei der Darstellung von Abweichungen von der Planung, eine Unterstützung bieten. Weiterhin können Informationen zum Ausgangszustand und die Zusammenführung aller relevanten Bauwerksinformationen bei der Bauwerksabnahme unterstützen. • Leitfaden Objektbezogene Schadensanalyse (OSA) und Richtlinie zur einheitlichen Erfassung, Bewertung, Aufzeichnung und Auswertung von Ergebnissen der Bauwerksprüfungen (RI-EBW-Prüf) [5; 6]: Die RI-EBW-PRÜF dient der einheitlichen Erfassung, Bewertung und Auswertung der Ergebnisse von Bauwerksprüfungen nach DIN 1076 und die OSA dient der Analyse von Schäden (Ursachen und Ausmaß). Das Geburtszertifikat unterschützt bei der Beurteilung der Schadensentwicklung und der Ursachenforschung durch eine gute Auf bereitung der Ausgangslage und der Zusammenstellung der Informationen. • Nachrechnungsrichtlinie (NRL) [7]: Mit der NRL soll die Tragfähigkeit bestehender Straßenbrücken bundeseinheitlich bewertet und ihre Zukunftsfähigkeit unter aktuellen Verkehrslasten nachwiesen werden. Das Geburtszertifikat liefert hierfür verbesserte Annahmen zum Bauwerk und dessen Zustand sowie zur Schädigungsentwicklung. Zudem kann die Kalibrierung von Finite-Elemente-Modelle (FE-Modelle) durch das Geburtszertifikat unterstützt werden, da die Annahmen zum Bauwerksverhalten durch die Messwerte aktualisiert werden können. 7. Brückenkolloquium - September 2026 319 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke Tab. 1: Unterstützung von Richtlinien durch das Geburtszertifikat. Richtlinie Lebenszyklusphase Unterstützung durch das Geburtszertifikat DIN 1076 Betrieb Dokumentierter Ausgangszustand als Referenz für die Beobachtung von Abweichungen ZTV-ING Planung, Bau, Betrieb Verbesserte Kenntnisse zu Unregelmäßigkeiten und Mängeln sowie bei der Darstellung von Abweichungen von der Planung OSA Betrieb Ursachenforschung durch Bereitstellung des Referenzzustands RI-EBW- Prüf Betrieb Beurteilung der Schadensentwicklung durch Vergleich mit dem Anfangszustand NRL Betrieb Realistische Abbildung des Bauwerksverhaltens, des Schädigungsverlaufs und Ableitung des Zustands sowie eine Kalibriergrundlage für FE-Modelle 3. Kennwerte 3.1 Allgemeines Ein wesentlicher Bestandteil der Umsetzung des Geburtszertifikats ist die Festlegung der zu erhebenden Kennwerte. Diese können aus verschiedenen Verfahren (Monitoring, zerstörungsfreien Prüfungen) oder dem Bauprozess (z. B. Materialdaten) abgeleitet werden. Diese Kennwerte können angelehnt an die Referenzinformation der DIN 1076 in physikalische, physikalisch-chemische und geometrische Kennwerte unterteilt werden. Aufgrund der Vielzahl möglicher Kennwerte ist eine Auswahl und Systematisierung relevanter physikalischer,- physikalisch-chemischer- und geometrischer Kennwerte von großer Bedeutung. Für die praktische Anwendung ist die Identifikation jener Kennwerte entscheidend, die sowohl eine hohe Reproduzierbarkeit als auch ein günstiges-Kosten-Nutzen-Verhältnis-aufweisen und gleichzeitig einen strukturellen Mehrwert für spätere Analysen-bieten. Im Rahmen der Veröffentlichung [2] und dem Austausch mit Bauwerksverantwortlichen wurde eine Eingrenzung der Kennwerte vorgenommen. Dabei hat sich gezeigt, dass ein Teil der für das Geburtszertifikat benötigten Informationen bereits im Rahmen von Planung, Bau und Bauwerksprüfung erhoben wird. Beispiele hierfür sind Informationen zur Vorspannung aus Prüfprotokollen oder Materialparameter aus der Bauphase. Diese Daten sind jedoch derzeit nicht gebündelt zugänglich und sollten im Geburtszertifikat zentral bereitgestellt werden. 3.2 Physikalische Kennwerte Physikalische Kennwerte (z. B. Dämpfungen, Dehnungen) erfassen das Tragverhalten und Dienen der Zustandsbewertung, Modellkalibrierung und Früherkennung von Veränderungen. Im Rahmen der Diskussion mit Bauwerksverantwortlichen wurden die Vorspannung aus bereits vorhandenen Protokollen und die Ermittlung der Dehnungen als besonders relevant eingestuft. Als zukunftsträchtiges und robustes Verfahren zur Erfassung der Dehnung wird die Nutzung von verteilten faseroptischen Sensoren (DFOS) gesehen: • Vorspannung: Die Erfassung erfolgt über Vorspannprotokolle aus der Bauphase. Diese Daten liegen in der Regel bereits vor und müssen lediglich strukturiert auf bereitet werden. • Dehnung: Zur langfristigen Begleitung wird das Bauwerk mit Messtechnik wie DFOS ausgestattet. DFOS ermöglichen eine lineare oder sogar räumliche Überwachung von Dehnungen und Temperaturen entlang der Faser. Durch den Einbau von vier faseroptischen Sensorsträngen (oben/ unten, links/ rechts im Querschnitt) sowie einer separaten Faser zur Temperaturmessung kann eine umfassende Dehnungsmessung realisiert werden. Aufgrund der derzeit noch hohen Kosten für die Ausleseeinheiten bietet sich zunächst eine periodische Auswertung der Messdaten - etwa im Rahmen der Hauptprüfung - als praktikable Lösung an. Bei erkennbaren Veränderungen kann die Auswertung in eine kontinuierliche Überwachung überführt werden. Weitere physikalische Kennwerte wie Eigenfrequenzen wurden diskutiert, jedoch nicht priorisiert, da die Reproduzierbarkeit der Messungen herausfordernd ist und bereits geringe Veränderungen (z. B. durch Belagswechsel oder zeitabhängige Prozesse wie Kriechen) die Ergebnisse beeinflussen können. 3.3 Physikalisch-chemische Kennwerte Physikalisch-chemische Kennwerte (z. B. Feuchte, Korrosion) geben Aufschluss über Dauerhaftigkeit und Materialqualität. Sie werden durch Untersuchungen und Sensoren erfasst und ermöglichen das frühzeitige Erkennen umweltbedingter Schäden. Hinsichtlich der physikalischchemischen Kennwerte im Rahmen des Geburtszertifikats liegt der Fokus insbesondere auf Betonbrücken. Folgende physikalisch-chemische Parameter wurden ausgewählt: • Materialparameter: Dokumentation der vorhandenen Materialeigenschaften, z. B. Druckfestigkeit und E-Modul des Betons. Diese Informationen stammen aus Erstprüfungen und Laborergebnissen, die während der Bauphase erhoben werden. 320 7. Brückenkolloquium - September 2026 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke • Betonzusammensetzung: Dokumentation von Art und Menge des Zements, Feuchtegehalt der Gesteinskörnung, Menge an Anmachwasser, ggf. Wassergehalt der Zusatzmittel, Sieblinie sowie Art und Menge von Zusatzstoffen und -mitteln. Diese Daten liegen aus der Betonzusammensetzung und den Begleitpapieren der Bauphase vor. Weitere Parameter wie die Betondeckung, Nachbehandlung sowie korrosionsrelevante Kennwerte (z. B. Feuchtegehalt, Chloridgehalt, pH-Wert, elektrischer Widerstand) wurden ebenfalls diskutiert. Sie sind für die Beurteilung der Dauerhaftigkeit und die Früherkennung von Korrosionsschäden grundsätzlich von Bedeutung, wurden jedoch für die erste Implementierungsphase des Geburtszertifikats nicht priorisiert. Gründe hierfür sind unter anderem der höhere Erfassungsaufwand, die Notwendigkeit spezieller Sensorik oder zerstörender Prüfungen sowie die Tatsache, dass einige dieser Werte erst im Laufe der Nutzung an Aussagekraft gewinnen. 3.4 Geometrische Kennwerte Geometrische Kennwerte beschreiben die Bauwerksgeometrie sowie die Beschaffenheit seiner Oberflächen. Sie bilden die Grundlage für ein digitales Abbild des Ist-Zustands, in das sich Sensorik verorten und Schäden lokalisieren lassen und das einen Abgleich mit veränderten Zuständen ermöglicht. Ein solches Modell dient als Referenz für den gesamten Lebenszyklus. Die ausgewählten Kennwerte sind [3]: • Bauwerksgeometrie: Aufnahme des Bauwerks z. B. über Laserscan oder bildbasierte Verfahren. Mittels eines terrestrischen Laserscans kann ohne Reflektoren das vertikale Profil der Brücke sowie die Verschiebung einzelner Punkte erfasst werden. Diese Methode eignet sich besonders zur Oberflächenanalyse und zur Erkennung von Deformationen. Die Erfassung der Bauwerksgeometrie ist schnell und kostengünstig umsetzbar und erlaubt die Ableitung eines As-built-Modells, das in einer praxisgerechten Detailtiefe für den Betrieb genutzt werden kann. • Bauwerksoberfläche: Dokumentation der Oberfläche durch eine Kombination aus Bild- und Laserscandaten. Besonders gefährdete Bereiche lassen sich zusätzlich durch Orthofotos dokumentieren. Diese Informationen sind für die spätere Bauwerksprüfung von Relevanz. Der Aufwand und die Datenmengen sind zwar groß, doch die langfristige Nutzbarkeit - etwa für KI-gestützte Auswertungen und die Einbindung in den Digitalen Zwilling - ist vielversprechend. • Schadensverortung: Die im Rahmen der ersten Bauwerksprüfung festgestellten Schäden können in das Modell übertragen werden. Dies ermöglicht eine präzise Lokalisierung und Verfolgung von Schäden über den gesamten Lebenszyklus. Die Erfassung der Geometrie und Oberfläche eines Brückenbauwerks im Neubauzustand ist ein wesentlicher Bestandteil des Geburtszertifikats. Sie ermöglicht eine spätere Bewertung von Verformungen oder Schäden durch den Vergleich mit dem dokumentierten Ausgangszustand. Eine Modellierung als digitales 3D-Modell ist für das Geburtszertifikat im ersten Schritt nicht zwingend erforderlich. 4. Datenmanagement Für die langfristige Nutzbarkeit der im Geburtszertifikat dokumentierten Informationen ist ein robustes Datenmanagement unverzichtbar. Im Mittelpunkt stehen dabei Aspekte wie Datensicherheit, die Fähigkeit zum Austausch zwischen verschiedenen Systemen (Interoperabilität) sowie eine dauerhafte und sichere Archivierung. Diese Anforderungen bilden das Fundament für eine systematische Weiterverarbeitung und Nutzung der Daten über den gesamten Lebenszyklus eines Bauwerks hinweg. In der Praxis treten dabei verschiedene Herausforderungen auf: Daten liegen in unterschiedlichen Formaten vor, digitale Schnittstellen fehlen teilweise, und es mangelt an einheitlichen Datenmodellen. Hinzu kommt die Notwendigkeit, einen bestandsübergreifenden Zugriff zu gewährleisten und die Datenqualität nachhaltig zu sichern. Für die kurzfristige Umsetzung braucht es praktikable Lösungen, die sich sicher und benutzerfreundlich in die etablierten Arbeitsprozesse der Bauwerksverantwortlichen integrieren lassen. Ein Ansatz hierfür ist die Einführung einer Auftraggeber-Daten-Anforderung, wie sie im Projekt „Leitfaden - strategischer Einsatz von Monitoring für Ingenieurbauwerke“ vorgeschlagen wurde [8]. Dieses Instrument definiert relevante Aspekte der Datenübergabe für Monitoringanwendungen und stellt durch eine transparente Vereinbarung zwischen den Beteiligten den strukturierten Datenaustausch sowie die nachhaltige Nutzbarkeit der Informationen sicher [8]. Das Konzept lässt sich auf das Geburtszertifikat übertragen. Die zusammengefassten Ergebnisse des Geburtszertifikats sollen in einem Dokument aufbereitet und mit der Bauwerksdatenbank SIB-BW verknüpft werden. Auf diese Weise stehen die Kerninformationen allen beteiligten Akteuren zentral zur Verfügung. Die Messdaten selbst können nicht in der Bauwerksdatenbank gespeichert und damit langfristig zur Verfügung gestellt werden. Die Messdaten müssen von den Bauwerksverantwortlichen vor Ort gespeichert und die Information zum jeweilige Speicherort im Dokument zum Geburtszertifikat festgehalten werden [3]. In der langfristigen Perspektive stellt das Geburtszertifikats eine wichtige Komponente für den digitalen Zwilling dar. Das Geburtszertifikat ermöglicht einen kontinuierlichen Abgleich des Bauwerkszustands und seiner Veränderungen gegenüber dem Neubauzustand über die gesamte Nutzungsdauer hinweg. Damit ist es eine Grundvoraussetzung für die Ableitung von Prognosen, welche für den digitalen Zwilling in Reifegraden ab der Stufe 3 (prädiktiv) eine wesentliche Rolle spielen [9]. Für die Umsetzung eines Geburtszertifikats im Kontext digitaler Zwillinge ist es essenziell, bestehende Herausforderungen wie heterogene Datenformate und fehlende standardisierte Schnittstellen zu adressieren. Einen zentralen Ansatz hierfür stellt die Anwendung der FAIR-Prinzipien (Findable, Accessible, Interoperable, Reusable) dar 7. Brückenkolloquium - September 2026 321 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke [10]. Diese fordern, dass Daten eindeutig identifizierbar und auffindbar, über standardisierte Protokolle zugänglich, systemübergreifend interoperabel sowie langfristig wiederverwendbar sind. Eine konsistente und umfassende Beschreibung der Daten durch geeignete Metadaten ist hierbei eine grundlegende Voraussetzung. Zur praktischen Umsetzung dieser Anforderungen - insbesondere im Hinblick auf Interoperabilität und standardisierten Datenzugang - kann der Einsatz einer offenen, standardisierten Schnittstelle einen geeigneten Lösungsansatz darstellen. Als Beispiel hierfür dient die OGC SensorThings API, eine vom Open Geospatial Consortium (OGC) entwickelte Schnittstelle zur strukturierten Bereitstellung und zum Austausch von Sensordaten sowie deren Metadaten. Sie ermöglicht die vernetzte Integration heterogener Sensoren und unterstützt damit unmittelbar die Umsetzung der FAIR-Prinzipien (Findable, Accessible, Interoperable, Reusable) [10; 11]. Für den konkreten Einsatz im Kontext des Bauwerksmonitorings bei Bauwerken für Bundesfernstraßen ist jedoch eine domänenspezifische Anpassung der SensorThings API erforderlich, um den besonderen Anforderungen der Infrastrukturüberwachung gerecht zu werden. 5. Umsetzung 5.1 Herausforderungen Für die Implementierung des Geburtszertifikats in der Bauwerkserhaltung wurden im Austausch mit Bauwerksverantwortlichen mehrere praxisrelevante Herausforderungen identifiziert, die über die Definition von Kennwerten und das Datenmanagement hinausgehen. Ein erster wesentlicher Themenkomplex betrifft die Einbindung des Geburtszertifikats in das bestehende Erhaltungsmanagement. Dies umfasst zum einen Vorgaben für eine standardisierte Anwendung mit einer Verankerung im Regelwerk und Hinweisen, beispielsweise zur Ausschreibung. Hierbei muss ein Mittelweg zwischen einheitlichen Vorgehensweisen und nicht zu restriktiven Vorgaben gefunden werden. Ziel ist es, die Implementierung nicht zu erschweren und den administrativen Aufwand nicht unnötig zu erhöhen. Zum anderen ist es wichtig, den tatsächlichen Nutzen für das Erhaltungsmanagement aufzuzeigen und konkrete Lösungswege zu entwickeln, wie dieser erreicht werden kann. Auch personelle und organisatorische Faktoren beeinflussen die Implementierung des Geburtszertifikats. In der Praxis bestehen teilweise Wissensdefizite, beispielsweise im Umgang mit modernen Sensoriklösungen wie beispielsweise DFOS. Hier besteht der Bedarf an qualifizierten Mitarbeitenden, die sowohl die technischen Grundlagen als auch die organisatorischen Umsetzungen des Geburtszertifikats voranbringen können. Ebenso relevant ist die Akzeptanz neuer Prozesse: Die Bereitschaft, zusätzliche Arbeitsschritte zu etablieren, deren Nutzen sich erst langfristig zeigt, variiert zwischen den beteiligten Akteursgruppen. Eine intensivere interdisziplinäre Zusammenarbeit - etwa zwischen Planung, Bauausführung, Monitoring und Erhaltung - wird als notwendige Voraussetzung für eine erfolgreiche Etablierung angesehen. Ein weiterer limitierender Faktor betrifft die verfügbaren finanziellen und personellen Ressourcen. Die Einführung des Geburtszertifikats stellt in vielen Verwaltungen und Organisationen eine zusätzliche Aufgabe dar, für die bislang weder strukturelle Kapazitäten noch spezifische Budgetmittel eingeplant sind. Dies führt zu Planungsschwierigkeiten und kann die Umsetzung verzögern. Daher ist mittelfristig eine Anpassung der Ressourcenplanung sowie eine systematische Verankerung der neuen Aufgaben im organisatorischen Rahmen erforderlich. Weitere Herausforderungen ergeben sich im Themenfeld Wirtschaftlichkeit. In den folgenden drei Bereichen sind Wirtschaftlichkeitsbetrachtungen für das Geburtszertifikat relevant: Gewährleistungsfragen, die Entwicklung des Bauwerkszustands und die Bewertung der Tragfähigkeit und deren Entwicklung. Diese Bereiche bestimmen maßgeblich, ob das Geburtszertifikat als wirtschaftlich tragfähige und langfristig sinnvolle Ergänzung bestehender Prozesse wahrgenommen wird. Eine präzise ökonomische Bewertung ist daher notwendig, um die Akzeptanz zu erhöhen und die Implementierung in der Breite zu unterstützen. Zusammenfassend zeigt sich, dass die Einführung des Geburtszertifikats sowohl technische als auch organisatorische, personelle und wirtschaftliche Dimensionen umfasst. Für eine langfristig tragfähige Implementierung ist es daher erforderlich, diese Herausforderungen systematisch zu adressieren und Lösungsansätze zu entwickeln. 5.2 Umsetzungsschritte Um die Idee des Geburtszertifikats weiter in die Umsetzung zu bringen sind die in Tab. 2 gezeigten Umsetzungsschritte notwendig. Tab. 2: Umsetzungsschritte zur Einführung des Geburtszertifikats Nr. Umsetzungsschritt Inhalt Ergebnis 1. Zusammenstellung der Erfahrungen Bestehende Pilotprojekte auswerten, Lessons Learned dokumentieren Katalog bewährter Verfahren 2. Grundlagenermittlung Leistungsbeschreibungen, Datenmanagement-Konzept, Wirtschaftlichkeitsanalyse Handreichung für Bauwerksverantwortliche 3. Pilotierung Wissenschaftliche Begleitung von Pilotbrücken, Evaluation Validiertes Konzept, Praxistests 4. Standardisierung Regelwerksverankerung Vorgabe für Neubauwerke 322 7. Brückenkolloquium - September 2026 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke Im ersten Schritt sind bereits vorliegende Erfahrungen systematisch zusammenzutragen und auszuwerten. Dies umfasst den Einsatz unterschiedlicher Technologien im Neubau, wie den Einsatz von DFOS sowie bildgebenden Verfahren zu unterschiedlichen Zeitpunkten. Weiterhin ist die Auswertung und Zusammenstellung vorhandener Informationen aus dem Bauprozess wie Materialkennwerte und Vorspannprotokolle ein wichtiger Arbeitsschritt. Hierbei können auch Erfahrungen zum Ausschreibungsprozess, dem Einbau der Messtechnik und dem Datenmanagement gesammelt und zusammengestellt werden. Durch die Dokumentation dieser Pilotanwendungen können erfolgreiche Vorgehensweisen identifiziert und für zukünftige Projekte nutzbar gemacht werden. Anschließend erfolgt die Erarbeitung von Grundlagen zur Ausschreibung des Geburtszertifikats, zum Datenmanagement und zur Einbindung in die Erhaltungsplanung. Hierbei können Vorlagen für Leistungsbeschreibungen, beispielhafte Umsetzungen aus laufenden Projekten und Hinweise zur Wirtschaftlichkeit helfen, die Akzeptanz bei den Bauwerksverantwortlichen zu erhöhen. Diese Unterlagen dienen als praktische Handreichung für die tägliche Arbeit und erleichtern den Einstieg in die Anwendung des Geburtszertifikats. Die beispielhafte Anwendung des Geburtszertifikats über Piloten zur Ermittlung der ausgewählten Indikatoren wird wissenschaftlich begleitet und umfassend bewertet. Durch die Pilotierung können praktische Erkenntnisse gewonnen, potenzielle Schwierigkeiten frühzeitig erkannt und die Machbarkeit im Regelbetrieb überprüft werden. Die Ergebnisse dieser Pilotprojekte liefern wichtige Rückmeldungen für die weitere Optimierung des Konzepts und schaffen Vertrauen bei den Anwendenden. Der letzte Schritt betrifft die Standardisierung. Auf Basis der gesammelten Erfahrungen und der evaluierten Pilotprojekte soll eine Vorlage für den standardisierten Einsatz entwickelt und eine Regelwerksverankerung realisiert werden. Diese Standardisierung umfasst einheitliche Vorgaben zur Durchführung, zur Dokumentation der Kennwerte und zur Datenbereitstellung für das Lebenszyklusmanagement. Mit dieser Vorlage besteht das Potenzial, dass das Geburtszertifikat als fester Bestandteil in die bestehenden Prozesse der Bauwerkserhaltung integriert wird und für die flächendeckende Anwendung zur Verfügung steht. 6. Fazit und Ausblick Das Geburtszertifikat ermöglicht einen systematischen Ansatz zur Dokumentation des Referenzzustands von Brückenbauwerken im Neubau und schafft damit eine Basis für das prädiktive Lebenszyklusmanagement. Die im Artikel dargestellten konzeptionellen Grundlagen, die Auswahl praxisrelevanter Kennwerte sowie die skizzierten Datenmanagementstrukturen zeigen, dass die Implementierung des Geburtszertifikats technisch machbar ist und einen messbaren Mehrwert für die Bauwerkserhaltung bietet. Insbesondere die Verknüpfung mit bestehenden Regelwerken wie der DIN 1076, den ZTV-ING und der Nachrechnungsrichtlinie unterstreicht die praktische Relevanz des Konzepts. Der Austausch mit Bauwerksverantwortlichen zeigt, dass eine fokussierte Auswahl von Kennwerten mit gutem Kosten-Nutzen-Verhältnis essenziell für die Akzeptanz in der Praxis ist. Die priorisierten Kennwerte (Vorspannung, Dehnung, Materialparameter, Betonzusammensetzung sowie Bauwerksgeometrie und -oberfläche) lassen sich mit vertretbarem Aufwand erfassen und bieten gleichzeitig ein hohes Potenzial für spätere Zustandsbewertungen und Prognosemodelle. Trotz der vielversprechenden Ansätze bestehen weiterhin Herausforderungen, die einer breiten Implementierung im Wege stehen. Diese betreffen insbesondere das Datenmanagement, die Integration in bestehende Erhaltungsprozesse sowie personelle und finanzielle Ressourcen. Eine nachhaltige Etablierung des Geburtszertifikats erfordert daher nicht nur technische Lösungen, sondern auch organisatorische Anpassungen und eine klare wirtschaftliche Begründung. Über die kurz- und mittelfristigen Perspektiven hinaus, eröffnet das Geburtszertifikat langfristig die Perspektive, als Komponente digitaler Zwillinge von Ingenieurbauwerken zu dienen. Die im Geburtszertifikat dokumentierten Referenzdaten können als Ausgangspunkt für kontinuierlich aktualisierte digitale Abbilder genutzt werden, die wiederum prädiktive Analysen, automatisierte Zustandsbewertungen und optimierte Erhaltungsstrategien ermöglichen. Ein weiteres Potenzial betrifft die Erweiterung des Konzepts auf Bestandsbauwerke. Während das Geburtszertifikat primär für Neubauwerke konzipiert ist, könnten adaptierte Verfahren auch für die Dokumentation des Ist-Zustands bestehender Brücken bei grundhaften Instandsetzungen oder Ersatzneubauten Anwendung finden. Dies würde die Datenbasis für das Lebenszyklusmanagement deutlich verbreitern und den Übergang zu einem flächendeckenden prädiktiven Infrastrukturmanagement unterstützen. Insgesamt bietet das Geburtszertifikat das Potenzial, die Bauwerkserhaltung nachhaltig zu transformieren und einen wesentlichen Beitrag zur Sicherheit, Verfügbarkeit und Wirtschaftlichkeit der Bundesfernstraßeninfrastruktur zu leisten. Die erfolgreiche Umsetzung erfordert jedoch eine gemeinsame Anstrengung aller Beteiligten - von Forschung und Entwicklung über Planung und Bauausführung bis hin zum Betrieb und Erhalt der Bauwerke. 7. Brückenkolloquium - September 2026 323 Geburtszertifikat für Brückenbauwerke Literaturverzeichnis [1] DIN 1076: 2026-01: Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Prüfung und Überwachung. [2] Hindersmann, I.; Puttkamer, L.; Müller, M. (2024): Birth certificates of bridges - reference condition of new bridges. e-Journal of Nondestructive Testing 292024, H. 7. DOI: 10.58286/ 29564. [3] Wedel, F.; Stark, Y.; Morgenthal, G.; Rau, S. (2025): Geburtszertifikat für Brückenbauwerke - Die Nullmessung als Bewertungsgrundlage des Bauwerkszustands im Lebenszyklus. Berichte der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Brücken und Ingenieurbau, Brücken und Ingenieurbau B212. [4] BMV (2026): Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING). [5] BMVBM (2007): Richtlinien für die Erhaltung von Ingenieurbauten (RI-ERH-ING) - Leitfaden Objektbezogene Schadensanalyse (OSA). [6] BMVI (2017): Richtlinien für die Erhaltung von Ingenieurbauten (RI-ERH-ING) - Richtlinie zur einheitlichen Erfassung, Bewertung, Aufzeichnung und Auswertung von Ergebnissen der Bauwerksprüfungen (RI-EWB-PRÜF). [7] BMVBS (2011): Richtlinie für die Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie). [8] Wedel, F.; Pitters, S.; Hille, F.; Herrmann, R.; Schneider, R. (2025): Leitfaden - Strategischer Einsatz von Monitoring für Ingenieurbauwerke. Berichte der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Brücken und Ingenieurbau B210. [9] BMDV (2023): Digitaler Zwilling von Brücken - Beitrag zum Masterplan Digitaler Zwilling Bundesfernstraßen. [10] GO FAIR (2024): FAIR Principles. https: / / www. go-fair.org/ fair-principles/ . Zugriff 17.06.26. [11] Open Geospatial Consortium (2026): SensorThings API. https: / / ogcapi.ogc.org/ sensorthings/ . Zugriff 17.06.26. 7. Brückenkolloquium - September 2026 325 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg Digitale Erhaltung von Brücken und Straßen durch die Nutzung Digitaler Zwillinge im operativen Betrieb Dr.-Ing. Hubert Naraniecki MKP GmbH, Hannover Dipl.-Ing. Sabine Reim m2ing GmbH, München Niklas Schwarz, M. Sc. Hamburg Port Authority AöR, Hamburg Zusammenfassung Der Beitrag adressiert die Überführung strategischer Anforderungen an Digitale Zwillinge im Erhaltungsmanagement von Infrastrukturbauwerken in eine praxistaugliche Softwarelösung. Im Fokus steht ein föderierter Plattformansatz, der im Rahmen der Digitalen Zwillinge der Hamburger Haupthafenroute erprobt und weiterentwickelt wurde. Die Lösung bildet eine skalierbare Grundlage für das digitale Erhaltungsmanagement von Bundesfernstraßen, indem Digitale Zwillinge unterschiedlicher Assets auf Basis von BIM-Modellen initialisiert und mit Informationen aus Planung, Bauen, Bestand, Bauwerksprüfung, Monitoring, Diagnostik und Zustandsbewertung verknüpft werden. Über definierte Schnittstellen werden externe Datenquellen, darunter Bauwerksprüfungsdaten, integriert und modular für verschiedene Nutzergruppen und Anwendungsfälle bereitgestellt. Vorgestellt werden zentrale Komponenten der Software, insbesondere die Integration von Bauwerksprüfungsdaten als führende Zustandsinformationen im Erhaltungsmanagement von Brücken. Darüber hinaus wird gezeigt, wie die Plattform Erhaltungsprozesse entlang zustandsbasierter Abläufe unterstützt und unterschiedliche Anwendungsfälle Digitaler Zwillinge abbildet. Die Praxisbeispiele verdeutlichen, dass ein föderierter Plattformansatz transparente, nachvollziehbare und skalierbare Grundlagen für datenbasierte Entscheidungen im Infrastrukturmanagement schaffen kann. 1. Ausgangslage und Motivation Die Verkehrsinfrastruktur in Deutschland steht vor erheblichen Herausforderungen. Ein großer Teil der Brücken und Ingenieurbauwerke wurde in den 1950erbis 1970er- Jahren errichtet und erreicht zunehmend das Ende der ursprünglich geplanten Nutzungsdauer. Gleichzeitig steigen Verkehrsaufkommen und Schwerverkehrsanteile kontinuierlich an, wodurch die Beanspruchung der Bauwerke weiter zunimmt. Neben den technischen Herausforderungen gewinnen auch ökologische und wirtschaftliche Aspekte zunehmend an Bedeutung. Der Erhalt bestehender Bauwerke trägt wesentlich zur Schonung natürlicher Ressourcen sowie zur Reduzierung von Treibhausgasemissionen bei und stellt damit einen zentralen Baustein einer nachhaltigen Infrastrukturentwicklung dar. Vor diesem Hintergrund besteht ein wachsender Bedarf, vorhandene Bauwerke möglichst lange sicher und wirtschaftlich zu betreiben und Instandhaltungsmaßnahmen gezielt auf den tatsächlichen Bauwerkszustand auszurichten. Die Grundlage des heutigen Erhaltungsmanagements bilden insbesondere die regelmäßige Bauwerksprüfung nach DIN 1076, ergänzt durch Bauwerksdiagnostik sowie zunehmend Verfahren des Structural Health Monitoring und Nachrechnungen. Während diese Methoden umfangreiche Informationen über den Zustand eines Bauwerks liefern, entstehen die Daten überwiegend in voneinander getrennten Fachsystemen und liegen in unterschiedlichen Datenstrukturen vor. Ergebnisse aus Bauwerksprüfung, Monitoring, Diagnostik, Vermessung, numerischer Nachrechnung oder BIM-Modelle werden häufig unabhängig voneinander verwaltet und können nur mit erheblichem Aufwand gemeinsam ausgewertet werden. Medienbrüche, redundante Datenhaltung und fehlende Interoperabilität erschweren dadurch die ganzheitliche Bewertung des Bauwerkszustands und verhindern eine durchgängige Nutzung der Informationen über den gesamten Lebenszyklus eines Bauwerks. Vor allem die Bauwerksprüfung nach DIN 1076 leidet unter diesen Medienbrüchen: Schäden werden vor Ort erfasst, nachträglich digitalisiert und getrennt von Monitoring- und Diagnostikdaten ausgewertet. Digitale Lösungen wie modellbasierte Bauwerksprüfung und integrierte Schnittstellen zu Prüfsoftware bieten hier die Chance, die Datenerfassung zu vereinfachen und Prüfergebnisse nahtlos in ein digitales Erhaltungsmanagement zu überführen [1]. Vor diesem Hintergrund gewinnt der Digitale Zwilling zunehmend an Bedeutung. Er wird im Kontext der Bundesfernstraßen als virtuelle dynamische Repräsentation 326 7. Brückenkolloquium - September 2026 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg eines realen Bauwerks verstanden, welche durch einen bidirektionalen Daten- und Informationsaustausch eine verbesserte Entscheidungsunterstützung im Infrastruktur-management ermöglicht [2]. Im Gegensatz zu einer rein geometrischen dreidimensionalen Bauwerksdarstellung verknüpft ein Digitaler Zwilling geometrische Modelle mit Zustandsinformationen, Bauwerksprüfungen, Bauwerksdiagnostik, Monitoringdaten sowie numerischen Simulationsmodellen. Dadurch entsteht ein konsistentes digitales Abbild, welches den aktuellen Bauwerkszustand beschreibt, Veränderungen dokumentiert und langfristig die Grundlage für zustandsorientierte sowie prädiktive Erhaltungs-strategien bildet. Auf Grundlage des BIM-Masterplans [3] wurden in den vergangenen Jahren zahlreiche Forschungs- und Pilotprojekte initiiert, um praxisnahe Erkenntnisse zum Einsatz Digitaler Zwillinge zu gewinnen und deren Implementierung in den Regelbetrieb systematisch voranzutreiben. Beispiele sind der Digitale Zwilling der Köhlbrandbrücke im Projekt smartBRIDGE Hamburg [4], das daraus hervorgegangene Testfeld Digitaler Zwilling der Hamburger Haupthafenroute [5] sowie die digitale Erhaltung der Nibelungenbrücke in Worms [6,-7]. Diese Projekte haben gezeigt, dass die Zusammenführung von Bauwerksprüfung, Monitoring, Bauwerksdiagnostik, BIM und numerischen Berechnungen erhebliche Potenziale für die Zustandsbewertung, Priorisierung von Erhaltungsmaßnahmen sowie die Verlängerung der Nutzungsdauer von Ingenieurbauwerken bietet. Gleichzeitig wurde deutlich, dass die prototypische Umsetzung einzelner Digitaler Zwillinge allein nicht ausreicht, um Digitale Zwillinge flächendeckend im Erhaltungsmanagement einzusetzen. Insbesondere die Integration heterogener Datenquellen, die Übertragbarkeit auf unterschiedliche Ingenieurbauwerke, die Anbindung bestehender Fachsysteme sowie der Übergang vom Forschungsdemonstrator zum produktiven Betrieb stellen weiterhin wesentliche Herausforderungen dar. Ein wesentlicher Erfolgsfaktor für die praktische Umsetzung Digitaler Zwillinge ist daher eine geeignete Softwarelösung. Diese muss unterschiedliche Datenquellen interoperabel zusammenführen, bestehende Fachsysteme integrieren und gleichzeitig die Datenhoheit der jeweiligen Systeme erhalten. Aktuelle Pilotprojekte verfolgen hierfür zunehmend einen föderierten Ansatz, bei dem Informationen nicht zentral gespeichert, sondern über standardisierte Schnittstellen, gemeinsame Ontologien und semantische Verknüpfungen miteinander verbunden werden. Auf dieser Grundlage können Digitale Zwillinge als anwendungsorientierte Ebene aufgebaut werden, ohne bestehende Softwarelandschaften zu ersetzen. Gleichzeitig entsteht die Voraussetzung, unterschiedliche Anwendungsfälle innerhalb einer gemeinsamen Plattform abzubilden. Vor diesem Hintergrund beschreibt der vorliegende Beitrag die Umsetzung einer föderierten Softwarelösung für Digitale Zwillinge im Erhaltungsmanagement von Ingenieurbauwerken. Die Plattform wird im Rahmen der beiden Testfelder Digitaler Zwilling Haupthafenroute und Digitaler Zwilling Nibelungenbrücke kontinuierlich entwickelt und verfolgt das Ziel, eine generische, skalierbare und föderierte Softwarelösung bereitzustellen, welche unterschiedliche Bauwerkstypen, Datenquellen und Anwendungsfälle unterstützt. 2. Digitaler Zwilling Haupthafenroute Die Entwicklung und Validierung der Softwarelösung findet im Rahmen von zwei vom Bundesministerium für Verkehr (BMV) initiierten Testfeldern statt, die unterschiedliche Anforderungen an Digitale Zwillinge im Erhaltungsmanagement adressieren. Während der Digitale Zwilling Haupthafenroute auf die skalierbare einfache Digitalisierung mehrerer Infrastruktur-bauwerke innerhalb eines zusammenhängenden Verkehrsnetzes abzielt, steht beim Digitalen Zwilling Nibelungenbrücke die detaillierte Bewertung eines einzelnen, historisch bedeutsamen Ingenieurbauwerks mit dem Ziel einer Restnutzungsdauerverlängerung im Vordergrund. Das Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute wird im Rahmen einer Kooperation zwischen dem Bundesministerium für Verkehr (BMV) und der BIM.Hamburg umgesetzt. Die Hamburg Port Authority (HPA) stellt hierfür ihre Infrastrukturbauwerke als Anwendungsgrundlage für die Erstellung Digitaler Zwillinge zur Verfügung und unterstützt das Vorhaben mit ihrer umfassenden Expertise im Bereich des Bauwerksbetriebs und der Bauwerkserhaltung. Das Testfeld baut auf den Erkenntnissen und Erfahrungen des Projekts smartBRIDGE Hamburg auf. Insbesondere die dort identifizierten Herausforderungen und Lösungsansätze in den Bereichen Datenintegration, Sensorik, Visualisierung sowie Nutzerakzeptanz bilden die Grundlage für die Entwicklung einer skalierbaren Softwarelösung [5]. Eine wesentliche Erkenntnis aus der praktischen Anwendung von smartBRIDGE Hamburg war die zentrale Bedeutung der Integration der Bauwerksprüfung in den Digitalen Zwilling. Vor diesem Hintergrund wird im Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute eine digitale, mobile und modellbasierte Bauwerksprüfung umgesetzt. Diese stellt einen integralen Bestandteil des Testfelds dar. Sämtliche im Rahmen der Bauwerksprüfung erhobenen Daten werden über standardisierte Schnittstellen in den Digitalen Zwilling überführt und stehen dort für weiterführende Auswertungen sowie den Betrieb und die Erhaltung der Bauwerke zur Verfügung. Im Gegensatz zu smartBRIDGE Hamburg steht nun im Testfeld nicht mehr ein einzelnes Bauwerk im Mittelpunkt, sondern die Entwicklung eines skalierbaren modularen Systems für mehrere Ingenieurbauwerke entlang der Hamburger Haupthafenroute. Neben Brücken sollen in der Softwarelösung auch Digitale Zwillinge von weiteren Infrastrukturbauwerken (z. B. Straßen und Kaimauern) initialisierbar sein. Die Initialisierung der Digitalen Zwillinge für den Betrieb orientiert sich am Grundgedanken von BIM. Hierbei werden die in der Planungs- und Bauphase erstellten BIM-Modelle als Ausgangsbasis übernommen und für die Initialisierung eines Digitalen Zwillings weiterverwendet. Zur Ergänzung der Bestands- 7. Brückenkolloquium - September 2026 327 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg daten wird die Haupthafenroute mittels Mobile Mapping erfasst. Die dabei erzeugten georeferenzierten Punktwolken und dreidimensionalen Bestandsmodelle dienen als Grundlage für die Erstellung von BIM-Modellen der Bauwerke. Darüber hinaus werden Schnittstellen beispielsweise zur digitalen Bauwerksprüfung, zum technischen Archiv sowie zu Messdatenservern geschaffen, um Bauwerksinformationen und -daten automatisiert in den Digitalen Zwilling zu integrieren. Ziel ist die konsistente Zusammenführung aller relevanten Informationen innerhalb einer zentralen Systemumgebung, um eine durchgängige und datenbasierte Unterstützung der Erhaltungsprozesse zu ermöglichen. Neben der technischen Entwicklung stellt die Integration der Software in die operativen Erhaltungsprozesse einen wesentlichen Projektschwerpunkt dar. Hierzu werden die späteren Anwender frühzeitig in den Entwicklungsprozess eingebunden, Anforderungen an Bedienbarkeit und Arbeitsabläufe systematisch erhoben sowie Schulungs- und Einführungskonzepte entwickelt. Auf diese Weise soll eine produktiv einsetzbare Plattform geschaffen werden, die eine effiziente, transparente und nachhaltige Erhaltung der Ingenieurbauwerke im Hamburger Hafen unterstützt. Bis Ende 2027 sollen drei Brücken sowie ein Straßenabschnitt als Digitale Zwillinge aufgebaut (vgl. Abb.-1) und in einem einjährigen Pilotbetrieb operativ eingesetzt werden. 3. Föderierte Softwarelösung für Digitale Zwillinge 3.1 Anforderungen an eine Softwarelösung für Digitale Zwillinge Obwohl die Testfelder Digitaler Zwilling Haupthafenroute und Digitaler Zwilling Nibelungenbrücke unterschiedliche Zielsetzungen verfolgen und Anwendungsfälle bedienen, ergeben sich weitgehend gleiche Anforderungen an die zu entwickelnde Softwarelösung. Während die Haupthafenroute den Schwerpunkt auf die skalierbare Erstellung und Erhaltung mehrerer unterschiedlicher Bauwerke und Bauwerksarten legt, konzentriert sich das Testfeld Nibelungenbrücke auf die hochauflösende digitale Abbildung eines einzelnen Ingenieurbauwerks zur Bewertung der Tragfähigkeit und Dauerhaftigkeit. Beide Projekte erfordern jedoch eine gemeinsame digitale Infrastruktur, welche heterogene Informationen verschiedener Fachdisziplinen integriert und über den gesamten Lebenszyklus der Bauwerke verfügbar macht. Dies gilt im weitesten Sinne auch für weitere Infrastrukturbetreiber außerhalb der beiden Testfelder. Die Anforderungen an eine Softwarelösung wurden im Rahmen der beiden Testfelder in Anwenderworkshops beider Infrastrukturbetreiber zusammengetragen. Entsprechend der Zielsetzungen im BIM-Masterplan sollen BIM-basierte Bauwerksmodelle die Grundlage für Digitale Zwillinge und damit für die Verknüpfung geometrischer, semantischer und zustandsbezogener Informationen bilden. Dieses dient nicht ausschließlich der dreidimensionalen Visualisierung, sondern insbesondere als gemeinsa- Abb.-1: Visualisierung der im Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute umzusetzenden Digitalen Zwillinge von drei Brücken (Köhlbrandbrücke, Freihafenelbbrücke und Veddelkanalbrücke) und einem Straßenabschnitt. 328 7. Brückenkolloquium - September 2026 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg mes semantisches Informationsmodell, über das Daten aus Bauwerksprüfung, Bauwerksdiagnostik, Bauwerksmonitoring, Vermessung und numerischer Nachrechnung räumlich verortet und miteinander in Beziehung gesetzt werden. Darüber hinaus zeigen beide Projekte die Notwendigkeit einer klar strukturierten Datenhaltung sowie einer modularen Softwarearchitektur, um je nach Anwendungsfall andere Funktionalitäten zu bieten. Modularität ist eine wichtige Anforderung, um im Laufe der weiteren Entwicklung stets weitere Funktionalitäten ergänzen zu können. Die Software muss außerdem in der Lage sein sowohl kleine als auch sehr komplexe Ingenieurbauwerke umzusetzen und Digitale Zwillinge unterschiedlicher Reifegrade zu unterstützen. Ein weiterer zentraler Aspekt ist die Transformation heterogener Rohdaten in entscheidungsrelevante Informationen. Durch die Aggregation von Daten aus Sensorik, Bauwerksprüfung und Bauwerksdiagnostik werden Zustandsinformationen erzeugt, die eine kontinuierliche Bewertung des Bauwerkszustands ermöglichen, Veränderungen frühzeitig identifizieren und die Priorisierung von Erhaltungsmaßnahmen unterstützen. Ein wesentlicher Erfolgsfaktor bei der Softwareentwicklung ist die frühzeitige Einbindung der späteren Nutzerinnen und Nutzer aus dem Erhaltungsmanagement. In diesem Kontext wurden verschiedene Feedbackgruppen gegründet, welche im Konzeptions- und Entwicklungsprozess regelmäßig eingebunden werden. Auf Basis der Integration der Nutzerinnen und Nutzer wurden die Anwenderoberflächen erarbeitet, Klickwege hergeleitet und eine für die jeweilige Nutzergruppe intuitive Bedienbarkeit gewährleistet. Rollenbasierte Zugriffsrechte sollen einen individuellen Zugang für die unterschiedlichen Nutzergruppen sichern und setzen die jeweiligen Berechtigungskonzepte der nutzenden Organisation um. 3.2 Softwareplattform und Systemarchitektur Die entwickelte Softwarelösung bildet die Anwendungsebene eines föderierten Digitalen Zwillings für das Erhaltungsmanagement von Ingenieurbauwerken. Sie wurde als webbasierte Plattform konzipiert und ermöglicht den standortunabhängigen Zugriff auf Digitale Zwillinge. Im Gegensatz zu monolithischen Lösungen verfolgt die Plattform keinen Ansatz einer zentralen Datenhaltung. Sie integriert bestehende Fachsysteme über standardisierte Schnittstellen in einer gemeinsamen Arbeitsumgebung. Bauwerksdaten aus BIM-Modellen, Dokumente, Monitoringdaten, Ergebnisse diagnostischer Untersuchungen, Bauwerksprüfungsdaten sowie weitere Fachinformationen verbleiben in den jeweils führenden Authoring-Systemen und werden bedarfsgerecht über definierte Schnittstellen bereitgestellt. Die Plattform übernimmt die Aufgabe, diese Informationen zusammenzuführen, semantisch miteinander zu verknüpfen und in einem einheitlichen Benutzerkontext bereitzustellen. Die Softwarelösung wurde so konzipiert, dass sie unabhängig von einem spezifischen Bauwerk oder Infrastrukturbetreiber eingesetzt werden kann. Dadurch können sowohl einzelne als auch mehrere Digitale Zwillinge innerhalb einer gemeinsamen Plattform verwaltet werden. Die modulare Architektur ermöglicht zudem die schrittweise Integration weiterer Bauwerkstypen und Fachdomänen, ohne grundlegende Anpassungen an der bestehenden Softwarestruktur vorzunehmen. Abb.-2 zeigt die Verwaltung mehrerer Digitaler Zwillinge unterschiedlicher Bauwerksarten innerhalb der Softwarelösung. Abb.-2: Ansicht aller Digitalen Zwillinge in der Softwarelösung mit übergeordneter Zustandsbewertung 7. Brückenkolloquium - September 2026 329 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg Jeder Digitale Zwilling repräsentiert ein einzelnes Infrastrukturasset und besitzt ein eigenes Bauwerksinformationsmodell, welches sämtliche zum Bauwerk gehörenden Datenquellen zusammenführt und als grundlegende Ontologie die ASB-ING 2.0 verwendet. Dadurch entsteht kein isoliertes Nebeneinander einzelner Fachinformationen, sondern ein zusammenhängendes digitales Informationsmodell des Bauwerks. Die Softwarelösung besitzt zum aktuellen Zeitpunkt folgende Module: • Bauwerksinformationen • Bauwerksmodell • Dokumente und Wissen • Bauwerksmonitoring • Bauwerksdiagnostik • Bauwerksschäden • Zustandsindikatoren • Bauwerksbewertung 3.3 Modul „Bauwerksinformationen“ und „Bauwerksmodell“ Die Initialisierung eines Digitalen Zwillings erfolgt im Modul „Bauwerksmodell“ auf Grundlage eines BIM-Modells des jeweiligen Bauwerks. Hierbei werden sowohl die geometrischen als auch die semantischen Informationen des BIM-Modells übernommen und in ein objektorientiertes Datenmodell des Digitalen Zwillings überführt. Dieses bildet die Grundlage für die Verknüpfung sämtlicher bauwerksbezogener Informationen innerhalb der Plattform. Die Transformation des Modells und Integration in den Digitalen Zwilling erfüllt den Anwendungsfall 200 „Datenauf bereitung für den Betrieb“. Für einen kompakten Überblick über die wesentlichen Stammdaten des Bauwerks steht das Modul „Bauwerksinformationen“ zur Verfügung. Das Modul „Bauwerksmodell“ ermöglicht hingegen die interaktive Exploration des dreidimensionalen Bauwerksmodells einschließlich aller zugehörigen semantischen Informationen. Darüber hinaus werden räumlich referenzierbare Informationen, beispielsweise Sensoren, Ergebnisse diagnostischer Untersuchungen oder Bauwerksschäden, direkt mit den entsprechenden Bauteilen verknüpft und im Modell visualisiert. Die Navigation orientiert sich dabei an der in ASB-ING 2.0 definierten Bauwerks- und Bauteilhierarchie. Ergänzend können Dokumente, Fotografien, Datenblätter und weitere Informationen einzelnen Bauteilen zugeordnet werden. Dadurch fungiert das Bauwerksmodell nicht ausschließlich als geometrische Darstellung, sondern als zentrale Informations- und Interaktionsschnittstelle des Digitalen Zwillings, über die sämtliche bauwerksbezogenen Informationen räumlich verortet, exploriert und im Kontext des Bauwerks analysiert werden können (vgl. Abb. 3). Abb.-3: Zusammenführung von dem geometrischen Bauwerksmodell, Informationen zu Sensoren und Bauwerksschäden 330 7. Brückenkolloquium - September 2026 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg 3.4 Modul „Dokumenten- und Wissensmanagement“ Zu Ingenieurbauwerken entstehen über ihren gesamten Lebenszyklus eine Vielzahl heterogener Dokumente und Informationen. Hierzu zählen Bauwerksbücher, Prüf berichte, statische Berechnungen, Gutachten, Messberichte, Fotografien sowie weitere planungs-, bau- und betriebsbezogene Unterlagen. Die entwickelte Softwarelösung führt diese Informationen innerhalb des Moduls „Dokumenten- und Wissensmanagement“ zusammen (vgl. Abb. 4). Im Gegensatz zu konventionellen Dateiablagen erfolgt die Verwaltung der Dokumente auf Basis einer semantischen Strukturierung. Dokumente werden mit nutzungsspezifischen Tags und Bezügen zu Bauteilen des Bauwerks versehen. Sie können direkt spezifischen geometrischen Objekten zugeordnet werden. Es entsteht eine strukturierte Wissensbasis, die eine effiziente und kontextbezogene Recherche von Informationen unabhängig von deren ursprünglichem Speicherort ermöglicht. Über standardisierte Schnittstellen können Dokumente aus bestehenden Archivsystemen eingebunden sowie Änderungen wieder in diese Systeme zurückgeführt werden. Das Dokumentenmanagement stellt eine zentrale Informationsquelle für das Erhaltungsmanagement dar, indem historische und aktuelle Bauwerksinformationen über den gesamten Lebenszyklus konsistent verfügbar gemacht werden. Ein wesentlicher Vorteil des implementierten Dokumentenmanagementsystems für die Nutzerinnen und Nutzer besteht in der leistungsfähigen Suchfunktion. Diese ermöglicht eine effiziente und zielgerichtete Auffindbarkeit relevanter Dokumente sowie eine KI-gestützte inhaltsbasierte Suche, wodurch Informationen innerhalb der Dokumente zuverlässig identifiziert werden können. Abb.-4: Ansicht des Moduls „Dokumenten- und Wissensmanagement“ 7. Brückenkolloquium - September 2026 331 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg 3.5 Modul „Bauwerksmonitoring“ Das Modul „Bauwerksmonitoring“ dient der Integration und Visualisierung sämtlicher verfügbarer Messdaten eines Bauwerks. Die Anbindung erfolgt über eine entwickelte Schnittstelle, sodass die Messdaten in den jeweiligen Monitoring- oder Messdaten-Managementsystemen verbleiben und nicht dauerhaft innerhalb der Plattform gespeichert werden. Dieser föderierte Ansatz gewährleistet eine systemunabhängige Datenhaltung und ermöglicht die Integration unterschiedlicher Monitoringlösungen. Die Softwarelösung unterstützt die Visualisierung historischer Zeitreihen, den Vergleich verschiedener Messkanäle sowie die Analyse des Bauwerksverhaltens und stellt damit eine wichtige Grundlage für die kontinuierliche Zustandsbewertung dar. Darüber hinaus können Sensoren mit dem BIM-Modell verknüpft werden, wodurch deren räumliche Position sowie zugehörige Metainformationen im Digitalen Zwilling abgebildet werden (vgl. Abb.-5). Die integrierten Messdaten können anschließend für weiterführende Analysen, die Berechnung von Zustandsindikatoren oder KI-gestützte Auswertungen genutzt werden. Ergänzend besteht die Möglichkeit, sämtliche Monitoringobjekte mit zusätzlichen Informationen und Metadaten anzureichern, wodurch eine umfassende Dokumentation des Monitorings innerhalb des Digitalen Zwillings ermöglicht wird. Abb.-5: Ansicht des Moduls „Bauwerksmonitoring“ 3.6 Modul „Bauwerksdiagnostik“ Das Modul „Bauwerksdiagnostik“ ermöglicht die Verwaltung und Auswertung der Ergebnisse diagnostischer Untersuchungen. Diese Informationen stellen eine wesentliche Grundlage für die ganzheitliche Zustandsbewertung von Ingenieurbauwerken und die Ableitung geeigneter Erhaltungsmaßnahmen dar, da diagnostische Verfahren, im Gegensatz zur visuellen Bauwerksprüfung, auch Aussagen über den inneren Zustand der Bauwerke ermöglichen. Die Ergebnisse der Bauwerksdiagnostik werden in den Digitalen Zwilling über ein BIM-Modell integriert. Diagnostische Informationen können direkt über die entsprechenden Bauteile des Bauwerksmodells aufgerufen und im räumlichen Kontext visualisiert werden. Im Rahmen der Bauwerksbewertung werden auffällige diagnostische Befunde berücksichtigt und für die weitere Zustandsbeurteilung sowie die Planung geeigneter Erhaltungsmaßnahmen herangezogen. 3.7 Modul „Bauwerksschäden“ Die Ergebnisse der Bauwerksprüfung nach DIN 1076 stellen weiterhin die zentrale Zustandsinformation im Erhaltungsmanagement von Brücken dar. Entsprechend kommt der reibungslosen und intuitiven Integration der Prüfdaten in den Digitalen Zwilling eine besondere Bedeutung zu. Im Rahmen des Testfelds wird die konventionelle Prüf- und Schadenserfassung durch eine modellbasierte digitale Bauwerksprüfung erweitert und unmittelbar in den Digitalen Zwilling integriert. Hierzu erfolgt eine Anbindung an die Bauwerksprüfungssoftware m2ing, über die Zustandsnoten, Prüftermine, Schäden sowie zugehörige Prüf berichte automatisiert übernommen und den entsprechenden Bauwerkselementen zugeordnet werden. Neben den aktuellen Prüfergebnissen werden sämtliche historischen Bauwerksprüfungen integriert. Sowohl bereits instandgesetzte Schäden als 332 7. Brückenkolloquium - September 2026 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg auch frühere Zustandsnoten für die Bewertung des Bauwerks stehen zur Verfügung. Das Modul „Bauwerksschäden“ übernimmt die Rolle der zentralen Schnittstelle zwischen digitaler Bauwerksprüfung und Digitalem Zwilling (vgl. Abb.-6). Abb.-6: Ansicht des Moduls „Bauwerksschäden“ Ein bedeutender Beitrag der modellbasierten Bauwerksprüfung ergibt sich aus der räumlichen Verortung der Schäden im BIMModell des jeweiligen Bauwerks. Einzelne Schadensfälle, beispielsweise an Fahrbahnplatten, Längsträgern oder Lagern, werden bauteilgenau im digitalen Bauwerksmodell abgebildet und mit historischen Prüfergebnissen verknüpft. Prüfingenieurinnen und Prüfingenieure können sowohl aktuelle als auch vergangene Zustandsentwicklungen unmittelbar im geometrischen und semantischen Kontext des Bauwerks nachvollziehen. Die Vorbereitung, Durchführung und Auswertung der Bauwerksprüfung werden durch die zentrale, modellbasierte Informationsbasis unterstützt, Medienbrüche reduziert und die Vergleichbarkeit zwischen mehreren Prüfzyklen deutlich verbessert. Gleichzeitig führt die durchgängige digitale Prozesskette zu spürbaren Effizienzsteigerungen im Bauwerksprüfungsprozess, da Suchaufwände, Doppelarbeiten und manuelle Übertragungen von Prüfdaten deutlich reduziert werden. Die eigentliche Durchführung und Bearbeitung der Bauwerksprüfung erfolgt weiterhin im führenden Authoring- System m2ing. Der Digitale Zwilling übernimmt die Prüfinformationen über Schnittstellen und stellt sie für Visualisierung, Analyse und weiterführende Auswertungen bereit. Neben einer tabellarischen Darstellung werden die Schäden im Falle modellbasierter Bauwerksprüfungen direkt mit den entsprechenden Bauteilen des BIMModells verknüpft. Prüfergebnisse lassen sich entlang der in ASBING 2.0 definierten Bauwerks- und Bauteilhierarchie navigieren, sodass sich etwa Schäden an Fahrbahnübergängen, Kappen oder Hauptträgern gezielt auffinden und im Zusammenhang mit Monitoringdaten und diagnostischen Untersuchungen bewerten lassen. Ein wesentlicher Mehrwert der Schnittstelle liegt in der direkten Navigation zwischen beiden Plattformen. Aus dem Digitalen Zwilling heraus führen Absprunglinks in die Weboberfläche der Prüfsoftware, etwa in die Bauwerksübersicht, die Prüfungshistorie, Teilbauwerksansichten oder Dokumentationsbereiche. Der aktuelle Kontext - Bauwerk, Teilbauwerk oder Markierung - wird jeweils mitgegeben, sodass im Zielsystem automatisch die passende Ansicht geöffnet und die betreffende Markierung direkt hervorgehoben wird. Prüfingenieurinnen und Prüfingenieure können ohne Medienbrüche zwischen Digitalem Zwilling und Prüfumgebung wechseln und sowohl geometrischen Kontext als auch detaillierte Prüf- und Dokumentationsinformationen effizient nutzen (vgl. Abb.-7). 7. Brückenkolloquium - September 2026 333 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg Abb.-7: Nahtloser Wechsel zwischen Digitalem Zwilling und m2ing als Authoring Software 3.8 Modul „Zustandsindikatoren“ Im Modul „Zustandsindikatoren“ werden sämtliche für das Bauwerk berechneten Zustandsindikatoren dargestellt und verwaltet (vgl. Abb.- 8). Zustandsindikatoren dienen der kontinuierlichen Bewertung des Bauwerkszustands und ermöglichen die frühzeitige Erkennung von Zustandsänderungen sowie die automatisierte Auslösung von Alarmierungen bei kritischen Entwicklungen. Die Zustandsindikatoren basieren auf Algorithmen, die ingenieurwissenschaftliches Fachwissen mit Messdaten aus dem Bauwerksmonitoring verknüpfen. Dadurch wird eine nachvollziehbare und belastbare Bewertung des Bauwerkszustands ermöglicht, die gleichzeitig Rückschlüsse auf die Auswirkungen für die Bauwerkserhaltung zulässt und als Grundlage für die Ableitung geeigneter Erhaltungs- und Instandhaltungsmaßnahmen dient. Wie auch in den übrigen Modulen erfolgt die Integration der Zustandsindikatoren über standardisierte Schnittstellen zu externen Systemen. Dies ermöglicht es, Zustandsindikatoren unterschiedlicher Anbieter in den operativen Betrieb einzubinden und innerhalb einer gemeinsamen Plattform bereitzustellen. Auf diese Weise wird eine herstellerunabhängige Integration verschiedener Bewertungsverfahren unterstützt und die Interoperabilität zwischen unterschiedlichen Monitoringsystemen gewährleistet. Abb.-8: Ansicht des Moduls „Zustandsindikatoren“ 334 7. Brückenkolloquium - September 2026 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg 3.9 Modul „Bauwerksbewertung“ Das Modul „Bauwerksbewertung“ aggregiert die wesentlichen Informationen aus den verschiedenen Modulen des Digitalen Zwillings und stellt diese in einem zentralen Dashboard übersichtlich dar. Hierzu zählen unter anderem die aktuelle Zustandsnote aus der Bauwerksprüfung, der Traglastindex, aus Monitoring- und Diagnostikdaten abgeleitete Zustandsindikatoren sowie bestehende Kompensationsmaßnahmen oder Einschränkungen. Das Dashboard kann nutzerspezifisch konfiguriert werden und unterstützt die Entscheidungsfindung im Erhaltungsmanagement, indem kritische Brückenabschnitte entlang der Haupthafenroute gezielt identifiziert und Maßnahmen priorisiert werden können. Auf Grundlage der zusammengeführten Informationen können Erhaltungsmaßnahmen unmittelbar geplant, dokumentiert und hinsichtlich ihrer Auswirkungen auf den Bauwerkszustand nachvollzogen werden. Das Modul bildet die zentrale Entscheidungs- und Steuerungskomponente innerhalb der Plattform und ist eine Zusammenfassung der wichtigsten Erkenntnisse aller anderen Module. 3.10 Beitrag zum digitalen Erhaltungsmanagement Mit der entwickelten Softwarelösung wird der Digitale Zwilling als produktiv nutzbare Integrations- und Arbeitsplattform für das digitale Erhaltungsmanagement von Ingenieurbauwerken umgesetzt. Im Gegensatz zu bisherigen Forschungsdemonstratoren, die häufig einzelne Anwendungsfälle oder Bauwerke adressieren, ermöglicht die Plattform die standardisierte Verwaltung beliebig vieler Digitaler Objektzwillinge innerhalb einer gemeinsamen, föderierten Systemarchitektur. Der wesentliche Beitrag der Softwarelösung liegt in der Zusammenführung bislang isolierter Informationen aus BIM, Bauwerksprüfung, Bauwerksdiagnostik, Structural Health Monitoring, Dokumentenmanagement und weiteren Fachsystemen sowie der kontinuierlichen Zustandsbewertung im Hinblick auf eine Verlängerung der Restnutzungsdauer. Durch die semantische Verknüpfung dieser Informationen entsteht ein konsistentes digitales Bauwerksmodell, das eine ganzheitliche Bewertung des Bauwerkszustands ermöglicht und Medienbrüche zwischen den einzelnen Fachdisziplinen reduziert. Gleichzeitig verbleiben die Daten in den jeweiligen führenden Fachsystemen, wodurch bestehende Arbeitsabläufe erhalten und die Interoperabilität zwischen unterschiedlichen Softwarelösungen gewährleistet werden. Die Softwarelösung unterstützt den gesamten digitalen Erhaltungsprozess, von der Bereitstellung strukturierter Bestandsinformationen über die kontinuierliche Zustandsüberwachung bis hin zur Aggregation entscheidungsrelevanter Informationen für die Planung und Priorisierung von Erhaltungsmaßnahmen. Die Integration von Zustandsindikatoren, Bauwerksprüfungsdaten, Monitoringdaten und diagnostischen Untersuchungen schafft die Grundlage für eine kontinuierliche, datenbasierte Bewertung des Bauwerkszustands und ermöglicht den Übergang zu zustandsorientierten und perspektivisch prädiktiven Erhaltungsstrategien. Anhand einer Hauptprüfung an einer Brücke an der Haupthafenroute lässt sich der Nutzen konkret verdeutlichen: Die Prüfung wird mit der m2ingApp vor Ort durchgeführt, Schäden werden bauteilgenau im Modell verortet und mit Fotos, Notizen sowie Maßnahmenvorschlägen versehen. Nach Abschluss der Prüfung werden die freigegebenen Prüfdaten automatisiert in den Digitalen Zwilling übernommen, im Modul „Bauwerksschäden“ dargestellt und im Modul „Bauwerksbewertung“ mit Monitoringdaten und Zustandsindikatoren verknüpft. Die Bauwerksverantwortlichen können dadurch im Dashboard unmittelbar erkennen, welche Bauteile kritisch sind, wie sich der Zustand im Vergleich zu früheren Prüfungen entwickelt hat und welche Maßnahmen kurzbzw. mittelfristig erforderlich sind. Darüber hinaus bildet die modulare und föderierte Softwarearchitektur eine technologische Grundlage für zukünftige Erweiterungen. Neue Fachmodule, Datenquellen und Assetklassen können ohne grundlegende Änderungen der Plattform integriert werden. Gleichzeitig schafft die Software die Voraussetzungen für weiterführende Anwendungen wie KI-gestützte Entscheidungsunterstützung, simulationsbasierte Zustandsprognosen oder automatisierte Erhaltungsstrategien. Damit leistet die entwickelte Softwarelösung einen wesentlichen Beitrag zur praktischen Umsetzung Digitaler Zwillinge und zur Digitalisierung des Erhaltungsmanagements von Infrastrukturbauwerken. 4. Ausblick Die entwickelte Softwarelösung bildet eine skalierbare Grundlage für den produktiven Einsatz Digitaler Zwillinge im Erhaltungsmanagement der Infrastruktur. Die modulare und föderierte Softwarearchitektur ermöglicht dabei eine kontinuierliche Erweiterung der Plattform hin zu einer zentralen Integrations- und Entscheidungsplattform für unterschiedliche Infrastrukturassets und Anwendungsfälle. Im Rahmen der Testfelder soll insbesondere die Automatisierung der Initialisierung Digitaler Zwillinge weiterentwickelt werden. Zukünftig sollen Digitale Zwillinge auch auf Basis vorhandener Bestandsdaten aus Fachsystemen, beispielsweise SIB-Bauwerke, aufgebaut und anschließend schrittweise durch geometrische Informationen aus BIM-Modellen ergänzt werden. Dadurch kann insbesondere bei Bestandsbauwerken der Aufwand für die Einführung Digitaler Zwillinge deutlich reduziert werden. Ein weiterer Entwicklungsschwerpunkt liegt auf der konsequenten Erweiterung des föderierten Ansatzes durch die Integration zusätzlicher Fachsysteme, wie technischer Archive, Punktwolkenplattformen oder betrieblicher Informationssysteme. Ziel ist die Zusammenführung weiterer relevanter Bauwerksinformationen innerhalb einer gemeinsamen Plattform und das Bereitstellen zusätzliche Funktionalitäten für das Erhaltungsmanagement. Die umgesetzte modulare Softwarearchitektur erlaubt die anwendungsfallspezifische Erweiterung einzelner Funktionalitäten sowie die Anbindung weiterer Datenquellen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 335 Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute Hamburg Darüber hinaus eröffnet der Einsatz künstlicher Intelligenz neue Potenziale für die Nutzung Digitaler Zwillinge. Im Rahmen der Testfelder sollen Sprachmodelle genutzt werden, um künftig den natürlichsprachlichen Zugriff auf Informationen aus unterschiedlichen Datenquellen zu ermöglichen und erleichtern damit die Nutzung komplexer Bauwerksdaten. Ergänzend sollen KIgestützte Verfahren zur automatisierten Auswertung von Messdaten sowie zur Erstellung von Zustandsprognosen eingesetzt werden, um prädiktive Erhaltungsstrategien zu unterstützen. Die Übertragbarkeit der Plattform auf weitere Assetklassen wird kontinuierlich ausgebaut. Neben Brücken und Straßenabschnitten sollen künftig auch weitere Infrastrukturbauwerke, beispielsweise Kaimauern, integriert werden. Im Testfeld Digitaler Zwilling Haupthafenroute werden sukzessive weitere Bauwerke in die Plattform integriert, um den Einsatz Digitaler Zwillinge im Erhaltungsmanagement schrittweise in den Regelbetrieb zu überführen. Die kontinuierliche Nutzung der Plattform im operativen Betrieb liefert darüber hinaus wertvolle Erkenntnisse für deren Weiterentwicklung. Zur Förderung des Wissenstransfers und der Anwenderakzeptanz ist zudem für Anfang 2027 die Bereitstellung eines Testaccounts mit Demonstrator und interaktiver Guided Tour vorgesehen. Literatur [1] Wenner, M.; Barr, C.; Bartsch, A.; Böhme, F.; Diers, J.; Dombeck, D.; Fritsch, C.; Lazoglu, A.; Meister, A.; Naraniecki, H.; Petersen, M.; Schneider, S.; Scholz, F.; Ullerich, C.; Wedel, F. (2023) Digitaler Zwilling von Brücken: Beitrag zum Masterplan Digitaler Zwilling Bundesfernstraßen. Berlin: Bundesministerium für Digitales und Verkehr. [2] Fazekas, A. (2024) Digitaler Zwilling Bundesstraßen: Definition und Konzept Rahmendokument Version 1.0. Bergisch Gladbach: Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt). https: / / doi.org/ 10.60850/ dzbfstr-def-v1 [3] Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur (2021) Masterplan BIM Bundesfernstraßen. Berlin: Bundesministerium für Verkehr und digitale Indrastruktur. www.bmvi.de/ SharedDocs/ DE/ Anlage/ StB/ bim-rd-masterplan-bundesfernstrassen.pdf [4] Grabe, M.; Ullerich, C.; Wenner, M.; Herbrand, M. (2020) smartBridge Hamburg - prototypische Pilotierung eines digitalen Zwillings. Bautechnik 97, H. 2, S. 118-125. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.201900108 [5] Schwarz, N.; Petersen-Tulipan, M. (2025) Von smartBRIDGE Hamburg zum Digitalen Zwilling - Haupthafenroute im Hamburger Hafen. Bautechnik 102, H. 3, S. 186-193. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.202500003 [6] Kang, C.; Voigt, C.; Eisermann, C.; Kerkeni, N.; Hegger, J.; Hermann, W.; Jachmuth, A.; Marzahn, G.; Marx, S., 2024. Die Nibelungenbrücke als Pilotprojekt der digital unterstützten Bauwerkserhaltung. Bautechnik 101, H. 2, S. 76-86. https: / / doi. org/ 10.1002/ bate.202300089 [7] Voigt, C.; Barr, C.; Jackmuth, A.; Kerkeni, N.; Klein, F.; Klimt, A.; Marx, S.; Marzahn, G.; Naraniecki, H.; Waßmann, M. (2025) Bestandsbewertung als Grundlage für die Restnutzungsdauerverlängerung mit Digitalen Zwillingen. Bautechnik 102, H. 3, S. 177-185. https: / / doi.org/ 10.1002/ bate.202500004 7. Brückenkolloquium - September 2026 337 Reale Brücken digital verstehen Moderne Messmethoden und digitale Zwillinge unterstützen Erhalt und Erneuerung von Brücken Dipl.-Ing. Wieland Busse ARC-GREENLAB GmbH, Berlin Zusammenfassung Der sichere und wirtschaftliche Erhalt der Brückeninfrastruktur erfordert präzise Bestandskenntnis, vorausschauende Instandhaltung und belastbare Entscheidungsgrundlagen. Der Beitrag zeigt, wie mobile und statische Vermessung, Monitoring, Building Information Modeling, Geoinformationssysteme und teilautomatisierte Auswertung zu digitalen Abbildern von Brückenbauwerken zusammengeführt werden. Entscheidend ist dabei nicht das dreidimensionale Modell allein, sondern die dauerhaft nachvollziehbare Verknüpfung von Geometrie, Semantik, Messzeitreihen, Dokumenten und räumlichem Kontext. Anhand der Havelbrücke an der Bundesautobahn (BAB) A10 , der historischen Stahlviadukte der Siemensbahn und zweier Eisenbahnüberführungen in Berlin-Lichtenberg werden unterschiedliche Erfassungs- und Modellierungsansätze vorgestellt. Ergänzend verdeutlicht die Deformationsvermessung im Senkungsgebiet Ilberstedt, wie zeitabhängige Veränderungen in ein räumliches Lagebild überführt werden können. Die Beispiele zeigen: Digitale Zwillinge schaffen Nutzen, wenn Datenqualität, Aktualisierung, offene Übergaben und konkrete Entscheidungsprozesse gemeinsam geplant werden. Sie ermöglichen Trends statt Momentaufnahmen, machen Abhängigkeiten im Infrastrukturnetz sichtbar und unterstützen eine risikoorientierte Priorisierung von Prüfung, Instandhaltung und Erneuerung. 1. Einführung Brücken sind keine statischen Objekte. Sie reagieren auf Verkehr, Temperatur, Wind, Feuchtigkeit, Baugrundbewegungen und Eingriffe im Umfeld. Viele relevante Veränderungen beginnen im Millimeterbereich. Eine einzelne Messung beschreibt deshalb nur einen Zustand zu einem bestimmten Zeitpunkt. Für die Beurteilung benötigt man zusätzlich den zeitlichen Verlauf, die Lage im Bauwerk und den Kontext, in dem die Veränderung auftritt. Der Begriff digitaler Zwilling wird in Infrastrukturprojekten sehr unterschiedlich verwendet. Für diesen Beitrag gilt eine pragmatische Definition: Ein digitaler Zwilling ist ein fortschreibbares digitales Abbild eines realen Bauwerks, das Geometrie, fachliche Eigenschaften, Dokumente, Zustandsinformationen und gegebenenfalls Messzeitreihen eindeutig miteinander verknüpft. Ein 3D-Modell kann ein wichtiger Bestandteil sein. Ohne verlässliche Referenzierung, Aktualisierung und fachliche Nutzung bleibt es jedoch nur ein digitales Bestandsmodell. Die zentrale Frage lautet daher nicht, wie detailreich ein Modell aussieht. Entscheidend ist, welche Entscheidungen mit welchen Daten unterstützt werden sollen. Je nach Aufgabe kann das Ergebnis ein hochdetailliertes BIM- Modell, eine georeferenzierte Punktwolke, ein Monitoring-Dashboard oder eine Kombination dieser Bausteine sein. Der benötigte Informationsumfang muss aus dem Anwendungsfall abgeleitet werden. 2. Vom Messwert zum digitalen Zwilling 2.1 Ziel und Informationsbedarf Am Anfang steht die Festlegung des Nutzens. Für Planung und Ersatzneubau werden andere Informationen benötigt als für Bauüberwachung, Zustandsbewertung oder langfristiges Monitoring. Aus dem Ziel folgen Messverfahren, Genauigkeitsanforderungen, Detaillierungsgrad, Aktualisierungszyklus und Übergabeformate. Eine pauschale Forderung nach maximaler Detailtiefe führt häufig zu großen Datenmengen, ohne den Informationswert im gleichen Maß zu erhöhen. Tab. 1: Anwendungsfälle und geeignete digitale Repräsentationen. Anwendungsfall Primärdaten Digitales Abbild Nutzen Bestand Punktwolke, Fotos BIM-/ GIS-Modell Planungsgrundlage Monitoring Zeitreihen, Temperatur Dashboard, Karten Trend- und Alarmbewertung Netzkontext Bauwerks- und Umfelddaten GIS Priorisierung, Sperrplanung Dokumentation Pläne, Akten, Modelle verknüpfte Datenräume Nachvollziehbarkeit 338 7. Brückenkolloquium - September 2026 Reale Brücken digital verstehen 2.2 Erfassung und Referenzierung Die Qualität der späteren Auswertung wird bei der Erfassung festgelegt. Festpunktfelder, Passpunkte und ein einheitliches Koordinaten- und Höhensystem bilden das räumliche Rückgrat. Je nach Objekt und Zugänglichkeit kommen terrestrisches Laserscanning, Tachymetrie, GNSS, Nivellement, Mobile Mapping, bildbasierte Verfahren oder dauerhaft installierte Sensorik zum Einsatz. Für belastbare Vergleiche müssen Messzeitpunkt, Verfahren, Genauigkeit und Transformationsschritte dokumentiert sein. Mobile Multisensorsysteme erlauben eine schnelle Erfassung linearer Infrastruktur und reduzieren Eingriffe in den Verkehr. Statische Verfahren bleiben dort erforderlich, wo hohe Genauigkeit, verdeckte Bauteile oder komplexe Geometrien im Vordergrund stehen. Beide Ansätze sind keine Gegensätze. Sie ergänzen sich, wenn die jeweiligen Stärken gezielt eingesetzt und über gemeinsame Referenzpunkte verbunden werden. 2.3 Modellierung, Semantik und GIS-Kontext Aus Punktwolken und Messungen entsteht zunächst Geometrie. Erst die Zuordnung zu fachlich interpretierbaren Objekten macht daraus ein Informationsmodell. Bauteile wie Überbau, Lager, Widerlager, Stützen, Fugen oder Entwässerung erhalten eindeutige Kennungen und Eigenschaften. Der Detaillierungsgrad muss den Verwendungszweck abbilden. Für Varianten- und Umfeldplanung kann ein LoD 200 (Level of Detail) ausreichen. Für die Rekonstruktion historischer Stahltragwerke können Profilgeometrien, Nieten, Lager und Fugen in LoD 400 erforderlich sein. BIM beschreibt das Bauwerk objektbezogen. GIS ordnet es in sein räumliches und funktionales Umfeld ein. Dazu gehören Verkehrswege, Leitungen, Baugrund, angrenzende Bebauung, Umleitungsbeziehungen, Schutzbereiche und weitere Bauwerke. Durch die Verknüpfung beider Sichtweisen wird aus dem isolierten Modell ein Bestandteil des Infrastrukturnetzes. Genau diese Verbindung ist für Priorisierung und Betriebsplanung wesentlich. 3. Fallbeispiel Havelbrücke an der BAB A10 3.1 Erfassung im fließenden Verkehr Die Havelbrücke an der BAB A10 wurde mit einem fahrzeugmontierten Multisensorsystem erfasst. Das System kombiniert Laserscanner, Kameras und Positionssensorik. Die Datenaufnahme konnte bei Geschwindigkeiten bis zu 80 km/ h erfolgen. Damit lassen sich Fahrbahn, Schutzeinrichtungen, Beschilderung, Bauwerksumfeld und sichtbare Bauteilbereiche erfassen, ohne den Verkehrsraum für eine konventionelle Aufnahme vollständig zu sperren. Abbildung 1: Mobile-Mapping-Punktwolke im Bereich der BAB A10. Die Erfassung erzeugt sehr große Punkt- und Bilddatenmengen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 339 Reale Brücken digital verstehen Der wirtschaftliche Nutzen entsteht daher erst durch eine weitgehend standardisierte Verarbeitung: Trajektorien werden geprüft, Messfahrten registriert, Punktwolken klassifiziert und relevante Objekte extrahiert. Automatisierte und KI-gestützte Verfahren können bei Klassifikation, Objekterkennung und Vorauswahl auffälliger Bereiche unterstützen. Die fachliche Bewertung und die Qualitätssicherung bleiben jedoch erforderlich. 3.2 Nutzen und Grenzen Das Verfahren eignet sich besonders für eine schnelle und flächenhafte Bestandsaufnahme sowie für wiederholte Befahrungen. Es liefert eine objektive Datengrundlage, die nachträglich aus unterschiedlichen Perspektiven ausgewertet werden kann. Grenzen bestehen bei abgeschatteten Bereichen, Unterseiten, Innenräumen und Bauteilen, die aus der Fahrzeugperspektive nicht sichtbar sind. Für einen vollständigen Bauwerkszwilling muss Mobile Mapping deshalb mit stationären Aufnahmen, z. B. durch terrestrisches Laserscanning und vorhandenen Bestandsunterlagen kombiniert werden. 4. Fallbeispiel Siemensbahn 4.1 Bestand mit Baugeschichte Die Siemensbahn im Nordwesten Berlins wurde von Siemens & Halske als S-Bahn-Strecke errichtet und ist seit 1980 außer Betrieb. Im Rahmen des Projekts i2030 soll die Verbindung reaktiviert werden. Rund um den Haltepunkt Wernerwerk wurden 48 Abschnitte der historischen Stahlviadukte präzise aufgenommen. Die Aufgabe bestand nicht allein darin, die heutige Geometrie zu erfassen. Auch historische Pläne, technische Zeichnungen und archivierte Unterlagen mussten in die Rekonstruktion einbezogen werden. Abbildung 2: Detail des LoD 400 Modells der Siemensbahn Entlang des Baufelds wurde ein Festpunkt- und Passpunktnetz eingerichtet. Auf und unter den Viadukten erfolgte ein systematisches terrestrisches Laserscanning. Die so erzeugte Punktwolke erfasst Tragwerk, Lagerbereiche und schwer zugängliche Zonen möglichst lückenarm. Auf dieser Grundlage wurden in Autodesk Revit hochdetaillierte Bauteil-modelle erstellt. Die Modellierung erreichte abhängig von der Aufgabenstellung LoD 400. Der digitale Zwilling übernimmt hier die Funktion eines Bauwerksgedächtnisses. Er verbindet den vermessenen Zustand mit konstruktiver Logik und historischen Informationen. Das ist bei fast hundert Jahre alten Stahlkonstruktionen relevant, weil Umbauten, Reparaturen und Abweichungen vom ursprünglichen Planungsstand häufig nur in verteilten Unterlagen dokumentiert sind. 4.2 BIM und GIS gemeinsam nutzen Die Revit-Modelle und projektbezogenen Dokumente wurden über Autodesk Construction Cloud und ArcGIS Geo- BIM mit dem räumlichen Umfeld verknüpft. Dadurch können Projektbeteiligte vom Kartenkontext in das Bauwerksmodell wechseln und umgekehrt. Für Planung und Abstimmung entsteht eine gemeinsame Sicht auf Bauwerk, Trasse, angrenzende Bebauung und Projektinformationen. Das Projekt „i2030 - Reaktivierung der Siemensbahn“ wurde 2025 in der Kategorie Planung mit dem BIM Champions Award des buildingSMART ausgezeichnet. 340 7. Brückenkolloquium - September 2026 Reale Brücken digital verstehen Abbildung 3: Revit-Modelle und projektbezogenen Dokumente 5. Fallbeispiel Berlin-Lichtenberg 5.1 Ersatzneubau im urbanen Netz Die Eisenbahnüberführungen Wartenbergstraße und Tasdorfer Straße haben eine Nutzungsdauer von etwa 100 Jahren erreicht und sollen ersetzt werden. Die betroffene Bahnstrecke verbindet östliche Berliner Bezirke mit dem Berliner Ring. Neben den eigentlichen Bauwerken sind daher Gleislage, Straßenraum, Leitungen, Gelände und angrenzende Bebauung zu berücksichtigen. Der räumliche Kontext ist Teil der Planungsaufgabe. Abbildung 4: Bestandsmodell einer Eisenbahnüberführung in Berlin-Lichtenberg im GIS-Umgebungsmodell Im Auftrag der SSF Ingenieure AG wurden tachymetrische Aufnahmen und planungsbegleitende Vermessungen durch-geführt. Aus Punktwolkendaten entstanden BIM-Bestandsmodelle in LoD 200. Ergänzend wurden Lagepläne, digitale Geländemodelle und Leitungspläne abgeleitet. Das semantische Objektmodell der Bahn wurde gemäß den Anforderungen des Auftraggebers attribuiert. Die Übergabe erfolgte im nativen Revit-Format und als IFC. 7. Brückenkolloquium - September 2026 341 Reale Brücken digital verstehen 5.2 Angemessene Modellierungstiefe Das Beispiel zeigt, dass ein geringerer Detaillierungsgrad kein Qualitätsmangel ist. Für die frühe Planung sind Bauwerksvolumen, Achsen, Höhen, lichte Räume, Gelände und Leitungsbeziehungen oft wichtiger als kleinste konstruktive Details. Modellierungstiefe und Messgenauigkeit müssen getrennt betrachtet werden: Ein geometrisch präzises Modell kann bewusst eine vereinfachte Semantik besitzen, wenn diese für die Entscheidung ausreicht. 6. Deformationsvermessung im Senkungsgebiet Ilberstedt 6.1 Millimeter als Zeitreihe Im Senkungsgebiet Ilberstedt werden seit 2018 Infrastruktur und umgebendes Gelände vermessungstechnisch überwacht. Setzungen sind dort kein einmaliges Ereignis, sondern ein Prozess. Regelmäßige GNSS-Messungen, Nivellements und relative Lage- und Höhenkontrollen bilden Veränderungen über die Zeit ab. Für die Messkampagnen sind unter anderem relative Abweichungen in Lage und Höhe von weniger als ± 5 mm vorgesehen. Ergänzende Neigungsmessungen an definierten Punkten erlauben die Bewertung lokaler Verformungen. Der Mehrwert entsteht durch die konsistente Zeitreihe. Einzelne Abweichungen werden mit Vorwerten, Temperatur, Messbedingungen und benachbarten Punkten verglichen. Gleichmäßige Bewegungen lassen sich so von lokalen Anomalien unterscheiden. Im GIS können Messpunkte, Bauwerke, Gelände und Verkehrsbeziehungen gemeinsam dargestellt werden. Der digitale Zwilling erhält damit eine zeitliche Dimension. 6.2 Monitoring, Dashboard und Alarmierung Ein übertragbares Muster liefert das permanente Gleismonitoring in Hettstedt. Dort wurden 50 Neigungssensoren über eine Messlänge von rund 50 m direkt an der Schiene installiert. Die Messung erfolgte alle 30 Minuten. Sensordaten wurden über Datenlogger und Cloud-Server an ArcGIS Enterprise übertragen. Ein Web-Dashboard verband Kartendarstellung, Zeitreihen, Temperaturverläufe, Sensorstatus und ein digitales Logbuch. Definierte Vorwarn- und Alarmwerte ermöglichten eine abgestufte Reaktion. Abbildung 5: Brückenmonitoring im Senkungsgebiet Ilberstedt 342 7. Brückenkolloquium - September 2026 Reale Brücken digital verstehen Für Brückenmonitoring ist diese Architektur grundsätzlich übertragbar. Sensoren und Messverfahren können variieren, der Informationsfluss bleibt vergleichbar: Erfassung, qualitätsgesicherte Verarbeitung, Speicherung, räumliche Zuordnung, Visualisierung, Grenzwertprüfung und dokumentierte Reaktion. Entscheidend ist, dass ein Alarm nicht nur einen Messwert meldet, sondern den betroffenen Ort, die Entwicklung, die Datenqualität und die zuständige Rolle eindeutig ausweist. 7. Datenarchitektur und Qualitätssicherung 7.1 Ein digitaler Zwilling ist ein System, kein Dateiformat In der Praxis liegen relevante Informationen in unterschiedlichen Systemen: Punktwolken, Fotos, BIM-Modelle, IFC-Dateien, Geodatenbanken, Sensordaten, Prüf berichte, Pläne und Dokumentenmanagement. Ein tragfähiger digitaler Zwilling muss diese Quellen nicht zwangsläufig in eine einzige Datei überführen. Er benötigt vielmehr stabile Identitäten, nachvollziehbare Verknüpfungen und geregelte Aktualisierungsprozesse. Für jedes Datenobjekt sollten mindestens Quelle, Erfassungszeitpunkt, Koordinatenbezug, Genauigkeit, Bearbeitungs-stand, Verantwortlichkeit und zulässige Verwendung dokumentiert werden. Versionierung und Änderungsnachweise sind unverzichtbar. Ohne diese Informationen kann eine anschauliche Visualisierung eine Genauigkeit suggerieren, die fachlich nicht abgesichert ist. 7.2 Automatisierung und KI gezielt einsetzen Automatisierung ist insbesondere bei wiederkehrenden Verarbeitungsschritten sinnvoll: Registrierung und Klassifikation von Punktwolken, Übernahme von Sensordaten, Plausibilitätsprüfung, Berechnung abgeleiteter Größen, Kartendarstellung und Berichtserstellung. KI- Verfahren können Muster und Anomalien hervorheben. Sie ersetzen jedoch weder das Messkonzept noch die ingenieurfachliche Bewertung. Training, Validierung und dokumentierte Fehlergrenzen müssen zum jeweiligen Datenbestand passen. Tab. 2: Mindestanforderungen an verlässlich nutzbare Bauwerksdaten. Qualitätsmerkmal Prüffrage Nachweis Georeferenzierung Sind Lage und Höhe eindeutig? Koordinatensystem, Festpunkte Zeitbezug Ist der Zustand zeitlich zuordenbar? Zeitstempel, Messkampagne Genauigkeit Passt die Qualität zur Entscheidung? Messunsicherheit, Prüfprotokoll Aktualität Wer pflegt welche Information? Rollen, Zyklus, Status Interoperabilität Sind Daten ohne Systembruch nutzbar? IFC, Geodienste, API, Export 8. Schlussfolgerungen Die Fallbeispiele zeigen vier unterschiedliche Ausprägungen digitaler Bauwerksabbilder. Mobile Mapping liefert schnell große, flächenhafte Bestandsdaten. Die Siemensbahn verbindet hochdetaillierte Geometrie mit Baugeschichte. In Berlin-Lichtenberg unterstützt ein angemessen abstrahiertes BIM-Modell die Planung im urbanen Kontext. Ilberstedt und das Gleismonitoring zeigen, wie Zeitreihen und Alarmierung die statische Bestandsbeschreibung erweitern. Aus den Projekten lassen sich fünf praktische Regeln ableiten. Erstens: Der Anwendungsfall bestimmt Messverfahren und Modellierungstiefe. Zweitens: Ein konsistenter Raum- und Zeitbezug ist wichtiger als die maximale Datenmenge. Drittens: BIM und GIS erfüllen unterschiedliche, komplementäre Aufgaben. Viertens: Automatisierung benötigt transparente Qualitätskontrollen. Fünftens: Ein digitaler Zwilling entfaltet seinen Nutzen erst durch geregelte Aktualisierung und Einbindung in reale Entscheidungsprozesse. Der Erneuerungs- und Instandhaltungsbedarf der Brückeninfrastruktur lässt sich nicht allein durch mehr Einzelprüfungen bewältigen. Erforderlich ist eine nachvollziehbare Informationskette vom Messwert über das Modell bis zur Maßnahme. Digitale Zwillinge können diese Kette unterstützen. Ihr Wert liegt darin, Veränderungen früh zu erkennen, räumliche und zeitliche Zusammenhänge sichtbar zu machen, fundierte Entscheidungen zu ermöglichen und vorhandene Ressourcen gezielter einzusetzen. Literatur [1] ARC-GREENLAB GmbH: Brücken neu sehen. Digitale Zwillinge in der Infrastruktur. ArcGIS StoryMaps, 2026. https: / / storymaps.arcgis.com/ stories/ 93a9641f af0249278861ff065dd0f7c6, Abruf: 14.07.2026. [2] ARC-GREENLAB GmbH: Reale Brücken digital verstehen. Kurzfassung zum Brückenkolloquium 2026, Berlin, 2026. [3] Morgner, N.: Permanentes Gleismonitoring mit Cloud-GIS Integration. Vortrag beim 2. Symposium Geodätisches und Geotechnisches Monitoring, Fulda, 23./ 24.04.2026. [4] buildingSMART Deutschland e. V.: BIM Champions 2025, Kategorie Planung, Projekt i2030 - Reaktivierung der Siemensbahn, 2025. [5] DIN EN ISO 19650-1: 2019-08: Organisation und Digitalisierung von Informationen zu Bauwerken und Ingenieurleistungen, einschließlich Bauwerksinformationsmodellierung (BIM), Teil 1: Begriffe und Grundsätze. Stahl- und Verbundbrücken im Bestand 7. Brückenkolloquium - September 2026 345 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Zustand, Forschung, Regelwerk Dr.-Ing. Heinz Friedrich Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Jo Plamper, M. Eng. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Dr.-Ing. Yasser Alqasem Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Zusammenfassung Im Rahmen des vorliegenden Beitrags richtet sich der Fokus zunächst auf die Zustandsbewertung und den Erhaltungsbedarf der Stahl- und Stahlverbundbrücken im Bereich der Bundesfernstraßen. Anschließend folgt ein Streifzug durch das aktuelle Forschungsgeschehen inkl. Ausblick auf zukünftige Entwicklungen. Abgerundet wird das Thema durch Erläuterungen zur jüngsten bzw. kurz bevorstehenden Fortschreibung des Regelwerks. 1. Einführung Im Netz der Bundesfernstraßen (Autobahnen und Bundesstraßen) in Deutschland befinden sich derzeit mehr als 40.000 Brücken, für die der Bund als Baulastträger zuständig ist. Aufgrund der Topografie haben hier nicht die spektakulären, großen Bauwerke den überwiegenden Anteil, sondern die kleinen und mittleren Brücken. Dies spiegelt sich auch in der Häufigkeitsverteilung der unterschiedlichen Bauarten wider (Abb. 1). Den weitaus größten Anteil haben Stahlbeton- und Spannbetonbrücken, die sich bei kleinen und mittleren Spannweiten als wirtschaftlichste Lösung erwiesen haben. Wenngleich die Bauwerke aus Stahl- und Stahlverbund einen, im Vergleich zur Gesamtzahl, geringen Anteil darstellen, sind sie im Bereich des Großbrückenbaus überproportional vertreten. Der Grund dafür liegt in dem gegenüber Betonbrücken geringen Eigengewicht, was bei größeren Spannweiten zunehmend an Bedeutung gewinnt. So wurden z.-B. die meisten der großen Strombrücken über den Rhein als Stahlbrücken konzipiert. Im Zuge der Bundesfernstraßen gibt es in Summe knapp 1.500 Stahl- und Stahlverbundbrücken mit einer Gesamtüberbaufläche von knapp 3,6 Mio. m 2 und einer Gesamtlänge von gut 200 km (Stand 01.03.2026). Die nach wie vor rasant fortschreitende Entwicklung im Transport- und Fahrzeugwesen führt bei Straßen und Brücken zu immer größeren Beanspruchungen. Nicht nur das Verkehrsaufkommen und der Schwerverkehrsanteil haben sich in den letzten Jahrzehnten dramatisch erhöht (Abb. 2), auch die nach StVZO zulässigen Gesamtgewichte und Achslasten sind deutlich gestiegen. Die stetig zunehmenden Anforderungen an die Bauwerke machen eine ständige Verbesserung und Weiterentwicklung der Bauweisen und Regelwerke erforderlich. Abb. 1: Baustoffe der Brücken der Bundesfernstraßen - Anteil der Fläche Abb. 2: Entwicklung des Straßengüter-Fernverkehrs 346 7. Brückenkolloquium - September 2026 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise 2. Zustandsbewertung und Erhaltungsbedarf 2.1 Allgemein Bauwerksprüfung → Zustandsnote Eine wesentliche Grundlage für die Bauwerkserhaltung in Deutschland ist die handnahe Bauwerksprüfung nach DIN 1076 [1]. Unterschieden werden dabei Hauptprüfung, einfache Prüfung und Prüfung aus besonderem Anlass, auch als Sonderprüfung bekannt. Eine Hauptprüfung ist alle sechs Jahre für jede Brücke verpflichtend. Dabei müssen sämtliche Teile des Bauwerks, einschließlich der schwer zugänglichen Bereiche, handnah inspiziert werden. Die einfache Prüfung erfolgt drei Jahre nach einer Hauptprüfung, sodass Hauptprüfung und einfache Prüfung im dreijährlichen Wechsel stattfinden. Eine Sonderprüfung wird durchgeführt, wenn größere Ereignisse wie Brände oder Fahrzeugkollisionen eintreten und den Zustand der Brücke beeinträchtigen könnten oder wenn laufende Beobachtungen oder frühere Besichtigungen dies erfordern [2]. Die Prüfung wird in Deutschland von besonderes geschultem Personal durchgeführt und dokumentiert. Auf Basis der Bewertung der Bauwerkschäden wird eine Zustandsnote zwischen 1,0 und 4,0 ermittelt. Die erfassten Schäden mit ihrer Beschreibung und Benotung werden in der Straßeninformationsbank „SIB-Bauwerke“ zentral für alle Bauwerke der deutschen Bundesfernstraßen gespeichert. Substanzkennzahl In SIB-Bauwerke wird auch die Kenngröße „Substanzkennzahl“ ausgewiesen. Die Substanzkennzahl entspricht der Zustandsnote ohne eine Bewertung des Einflusses der Verkehrssicherheit und hat daher eine größere Aussagekraft bzgl. der Bausubstanz der Brücken. Die Kennzahlbereiche lauten wie folgt: 1,0 - 1,4 sehr gut 1,5 - 2,0 gut 2,1 - 2,4 befriedigend 2,5 - 2,9 ausreichend 3,0 - 3,4 mangelhaft 3,5 - 4,0 ungenügend Die Kennzahlen werden sowohl für das gesamte Brückenbauwerk ausgewiesen als auch getrennt für Überbau und Unterbau, Für die Betrachtung der Stahl- und Stahlverbundbrücke hat hier die Substanzkennzahl des Überbaus die höchste Aussagekraft. Nachrechnungsrichtlinie Viele Bestandsbrücken werden den Anforderungen, die sich aus stark gestiegenen Verkehrslastzahlen sowie im Laufe der Zeit kontinuierlich weiterentwickelten technischen Regelwerken ergeben, nicht mehr gerecht. Um ein bundeseinheitliches Vorgehen bei der Nachrechnung und Ertüchtigung bestehender Straßenbrücken zu gewährleisten wurde 2011 die „Richtlinie für die Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand“ [3] erarbeitet. Ziel ist es, die Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit von nach alten Normen bemessenen Brücken einheitlich zu bewerten (Neumann und Brauer 2018). Wenn die Nachrechnung eines Bauwerks rechnerische Defizite aufzeigt, können Kompensations- oder Erhaltungsmaßnahmen zur Sicherstellung des geforderten Zuverlässigkeitsniveaus des Bauwerks vorgenommen werden. Diese Richtlinie dient als bundesweite Grundlage zur Beurteilung von Bestandsbauwerken auf Basis eines gestuften Nachweiskonzepts. Während Stufe 1 einer Standardberechnung nach DIN- Fachberichten bzw. Eurocodes entspricht, können bei den weiteren Stufen Modifikationen an den Nachweisen, den Einwirkungen oder den Teilsicherheitsbeiwerten zu Einschränkungen der Restnutzungsdauer führen und ggf. Kompensationsmaßnahmen erforderlich machen (z. B. Überholverbot, Geschwindigkeitsbegrenzung, reduzierte Intervalle für die Brückenprüfung etc.). Insbesondere werden in der Richtlinie die notwendigen Rahmenbedingungen für die Berechnung von Brücken der Brückenklassen 60 und 60/ 30 aufgezeigt. Während das Grundkonzept bauartübergreifend Gültigkeit besitzt, werden für die Nachrechnung von Stahl- und Stahlverbundbrücken spezifische Hinweise für den Grenzzustand der Tragfähigkeit, für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit und für die Werkstoffermüdung gegeben. Traglastindex Da die Zustandsnote bzw. die Substanzkennzahl als Ergebnis einer äußeren, handnahen Sichtprüfung nur bedingt dazu geeignet sind, die Tragfähigkeit der Bauwerke darzustellen, wurde im Jahr 2020 mit ARS Nr. 09/ 2020 [4] eine weitere Kenngröße zur Beurteilung von Brückenbauwerken für den Bereich der Bundesfernstraßen eingeführt - der sogenannte Traglastindex. Dabei werden fünf Stufen von I bis V unterschieden, wobei I die beste und V die schlechteste Bewertung darstellt. Das wesentliche Einstufungskriterium, für den Traglastindex ergibt sich aus dem direkten Vergleich zwischen Soll- und Ist- Tragfähigkeit. Die Soll-Tragfähigkeit eines Bauwerks ist die theoretisch erforderliche Tragfähigkeit, die durch das Ziellastniveau definiert wird. Die Ist-Tragfähigkeit entspricht der aktuell tatsächlich vorhandenen Tragfähigkeit eines Bauwerks, die durch statische Berechnungen nach der Nachrechnungsrichtlinie ermittelt werden kann. Für nachgerechnete Bauwerke ist die Tragfähigkeit bekannt. Bauwerke, die noch nicht nachgerechnet wurden, werden anhand der ursprünglichen Bemessung bewertet. Darüber hinaus können Sonderregelungen die Einstufung beeinflussen. [4] 7. Brückenkolloquium - September 2026 347 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Von einer solchen Sonderregelung sind u. a. auch alle Stahl- und Verbundbrücken mit Baujahr bis einschließlich 1978 und maximaler Einzelstützweite ab 20 m betroffen. Diese Bauwerke erhalten unabhängig von der der bisherigen Tragfähigkeitseinstufung den Traglastindex V, sofern kein Nachweis gemäß Nachrechnungsrichtlinie [4] über eine andere Einstufung vorliegt Klassifizierung Auf Basis der Substanzkennzahl des Überbaus und des Traglastindexes kann die grundsätzliche Dringlichkeit von objektspezifischen Untersuchungen ermittelt werden, um die Notwendigkeit von Brückenmodernisierung abzuleiten. Die Kombination beider Indizes erfolgt über eine Klassifizierung anhand der Klassen A bis D. Die Klasse A entspricht einer sehr guten Einstufung sowohl bei den Substanzkennzahlen als auch beim Traglastindex und Klasse D einer jeweils sehr schlechten Einstufung. Die Klassen B und C liegen dazwischen (Tabelle 1). Diese Klassifizierung ermöglicht eine Einschätzung der Gesamtsituation auf Netzebene und sollte nicht zur objektspezifischen Beurteilung einzelner Brücken herangezogen werden. Dies bedarf weiterer/ anderer Kenngrößen. Tab. 1: Klassifizierung durch Kombination der Indizes „Substanzkennzahl des Überbaus“ und „Traglastindex“ (Klassen A B C D ) Traglastindex I II III IV V Substanzkennzahl Überbau 1,0 - 1,4 A A A B B 1,5 - 1,9 A A B B C 2,0 - 2,4 A B B C C 2,5 - 3,9 B B C C D 3,0 - 3,4 B C C D D 3,5 - 4,0 C C D D D Tab. 2: Brückenfläche und Klassifizierung bestehender Stahlbrücken im Zuge von Bundesfernstraßen (Brückenfläche in Tsd. m 2 ; Klassen A B C D ) Stand: 01.03.2026 Traglastindex I II III IV V Summe Substanzkennzahl Überbau 1,0 - 1,4 36,6 8,4 40,8 0 0 85,7 (6,9%) 1,5 - 1,9 133,9 27,2 40,6 15,8 22,7 240,1 (19,4%) 2,0 - 2,4 32,3 58,5 10,2 48,4 126,4 275,8 (22,3%) 2,5 - 3,9 0 4,0 102,4 51,6 277,0 435,0 (35,1%) 3,0 - 3,4 0,5 12,0 47,2 32,8 65,8 158,2 (12,8) 3,5 - 4,0 0 0 0 0 44,5 44,5 (3,6) Summe 203,3 (16,4%) 110,1 (8,9%) 241,1 (19,5%) 148,6 (12,0%) 536,3 (43,3%) 1.239,4 2.2 Stahlbrücken Im Zuge von Bundesfernstraßen gibt es derzeit 207 Stahlbrücken mit orthotroper Fahrbahnplatte. Die mittlere Läge dieser Bauwerke beträgt etwa 260 m, die Gesamtfläche gut 1,2 Mio. m 2 und das durchschnittliche Alter 43-Jahre (Stand 01.03.2026). Tabelle 2 enthält die Werte für die in Kap. 2.1 vorgestellte Klassifizierung bezogen auf die Daten der Bauwerksdatenbank SIB-Bauwerke vom 01.03.2026. Bei der Zusammenstellung der Daten wurden knapp 200 fälschlicherweise als Stahlbrücken deklarierte Verbundbrücken herausgefiltert. Die Darstellung als Kuchendiagramm (Abb 3, rechts) verdeutlicht die aktuelle Verteilung: Jeweils etwa 1/ 3 der Brückenfläche ist jeweils den Kategorien C und D zugeordnet sowie den Kategorien A und B zusammen, wobei die doppelt so viel Fläche der Kategorie A zugeordnet ist (22,5 %) als der Kategorie B (10,5-%). Abb. 3 enthält darüber hinaus die gleiche Darstellung bezogen auf die Daten der Bauwerksdatenbank SIB-Bauwerke vom 01.03.2021. Hier ergibt sich ein ähnliches Bild mit einer Verteilung von etwa jeweils 1/ 3 für die Kategorien C, D sowie A und B zusammen. Allerdings liegen die Flächenanteile der Brücken mit Kategorie A und mit Kategorie B in dergleichen Größenordnung (beide ca. 15 %). 348 7. Brückenkolloquium - September 2026 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Abb. 3: Stahlbrücken 2020 (links) vs. 2025 (rechts) Abb. 4: Stahlbrücken 2020 (links) vs. 2025 (rechts) Abb. 5: Stahlbrücken Bundesautobahnen (links) vs. Bundesstraßen (rechts) Auf den ersten Blick erscheint es so, dass innerhalb der letzten 5 Jahre gut 5 % der als Kategorie B eingestuften Brückenfläche dahingehend Instand gesetzt wurden, so dass sie jetzt der Kategorie A zugeordnet werden können. Tatsächlich aber hat ein gewisses Durchrücken stattgefunden (Abb. 4). Während die 15 % der Brückenfläche der Kategorie A weitgehend stabil geblieben sind, haben sich einige Brücken der Kategorie B zu Brücken der Kategorie C entwickelt und einige Brücken der Kategorie C zu Brücken der Kategorie D. Einige Brücken der Kategorie D wiederum wurden abgerissen durch Neubauten ersetzt (z. B. Rheinbrücke Leverkusen und Rheinbrücke Duisburg-Neuenkamp). Diese erscheinen jetzt zusätzlich bei der Kategorie A. Bei Bauwerken im Zuge von Bundesautobahnen sind die Defizite größer als bei denen im Zuge von Bundesstraßen (Abb. 5), was vermutlich auf die stärkeren Beanspruchungen durch den Schwerlastverkehr zurückzuführen ist. Gleichzeitig ist die Fläche der Stahlbrücken im Zuge von Bundesautobahnen mit 904 Tsd. m 2 deutlich höher als die bei denen im Zuge von Bundesstraßen mit 336 Tsd. m 2 ). Zusammenfassend betrachtet, hat sich die Gesamtsituation bei den Stahlbrücken in den letzten fünf Jahren leicht verbessert. Allerding besteht weiterhin ein großer Bedarf an Erhaltung- und Ersatzmaßnahmen. 2.3 Verbundbrücken Im Zuge von Bundesfernstraßen gibt es 1.270 Verbundbrücken. Die mittlere Läge dieser Bauwerke beträgt etwa 117 m, die Gesamtfläche gut 2,4 Mio. m 2 und das durchschnittliche Alter 33 Jahre (Stand: 01.03.2026) Tabelle 3 enthält die Werte für die in Kap. 2.1 vorgestellte Klassifizierung bezogen auf die Daten der Bauwerksdatenbank SIB-Bauwerke vom 01.03.2026. Bei der Zusammenstellung der Daten wurden knapp 200 fälschlicherweise als Stahlbrücken deklarierte Verbundbrücken zusätzlich berücksichtigt. Die Darstellung als Kuchendiagramm (Abb. 6) verdeutlicht die aktuelle Verteilung, die deutlich besser abschneidet als die bei den Stahlbrücken: Etwas mehr als die Hälfte der der Brückenfläche ist der Kategorie A zugeordnet und nicht ganz ein Drittel der Kategorie B. Auf die Kategorie C fallen 8,3 % und auf die Kategorie D 7,4 %. Abb. 7 enthält darüber hinaus die Verteilung über die Baujahre. 7. Brückenkolloquium - September 2026 349 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Tab. 3: Brückenfläche und Klassifizierung bestehender Verbundbrücken im Zuge von Bundesfernstraßen (Brückenfläche in Tsd. m 2 ; Klassen A B C D ) Stand: 01.03.2026 Traglastindex I II III IV V Summe Substanzkennzahl Überbau 1,0 - 1,4 372,5 58,8 143,6 2,9 3,6 581,4 (24,1%) 1,5 - 1,9 503,2 121,6 433,2 15,8 32,3 1106,2 (45,9%) 2,0 - 2,4 69,0 46,6 165,9 34,8 49,1 356,5 (15,2) 2,5 - 3,9 37,6 35,1 44,3 36,4 133,5 287,0 (11,9%) 3,0 - 3,4 21,3 0 2,9 13,4 28,9 66,5 (2,8%) 3,5 - 4,0 0 0 0 1,7 1,3 3,0 (0,1%) Summe 1003,6 (41,7%) 262,1 (10,9%) 790,0 (32,8%) 105,2 (4,3%) 248,7 (10,3%) 2.409,5 Abb. 6: Verbundbrücken 2025 (Tortendiagramm) Abb. 7: Verbundbrücken 2025 (Balkendiagramm) 3. Forschung und Entwicklung 3.1 Allgemein In der Abteilung Ingenieurbauwerke der BASt werden im Rahmen von Forschungsprojekten Bausteine für sichere, resiliente, dauerhafte und nachhaltige Ingenieurbauwerke entwickelt. Die Ergebnisse der BASt-Forschung können i. d. R. kostenlos über die BASt-Homepage bezogen werden. Berichte zu abgeschlossenen Forschungsprojekten sind entweder in der BASt-Schriftenreihe oder unter Fachveröffentlichungen enthalten (Abb. 8). Bei den Fachveröffentlichungen sind häufig nur die Kurzfassung und der Kurzbericht direkt verfügbar. Die Langfassung des Schlussberichts kann auf Anfrage an verlag@bast.de zur Verfügung gestellt werden. Abb. 8: „Berichte der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen“ auf der BASt-Homepage In den folgenden Kapiteln ist jeweils eine Auswahl von in jüngerer Vergangenheit abgeschlossenen sowie aktuell laufenden und geplanten BASt-Projekte aus den Bereichen Stahlbau, Verbundbau, Korrosionsschutz von Stahlbauten und Brückenseilen zusammengestellt. Darüber hinaus wurde in 2026 ein diesen Bereichen übergeordnetes Forschungsprojekt gestartet: Neue Generation Eurocodes für Brücken - Erstellung der DIN- Normen-Handbücher Einwirkungen - Brückenlasten, Stahlbau - Brücken, Verbundbau - Brücken - Projekt-Nr.: FE SV.0019 Status: laufend 3.2 Stahlbau Eine Auswahl in jüngerer Vergangenheit abgeschlossener sowie aktuell laufender und geplanter BASt-Projekte aus dem Bereich Stahlbau sind: 350 7. Brückenkolloquium - September 2026 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Brücken mit dichtgeschweißten nicht begehbaren Hohlkästen Projekt-Nr.: FE 15.0633 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Fachveröffentlichungen Ingenieurbauwerke → Kurfassung + Kurzbericht Schwerlast-Straßenbrücke SS 80, Anpassung an Eurocodes Projekt-Nr.: FE 15.0685 Status: abgeschlossen Publikation: Beschreibung und Bauanweisung für die S- Brücke mit Flachfahrbahn, Ausgabe 2025 (Richtlinien für militärische Infrastruktur und Zivile Verteidigung im Brücken- und Ingenieurbau) Verstärkung des Deckblechs orthotroper Fahrbahnplatten durch Aufkleben von Stahlblechen Projekt-Nr.: Zusammenfassung mehrerer Projekte Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 187 Abb. 9: Prinzip der Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton: (1) 12 mm Stahldeckblech (2) mit Bauxit abgestreutes Epoxidharz (3) 60 mm hochfester Beton (4) Reaktionsharzgebundener Dünnbelag Planungshilfen für die Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton (Abb. 9) Projekt-Nr.: Zusammenfassung mehrerer Projekte Status: abgeschlossen Publikationen im BASt-Brückenkompetenzzentrum: • Entwurfsplanung: Planungshilfen für die Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton • Betontechnologische Fragestellungen: Planungshilfen für die Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton • Ausführungsplanung: Planungshilfen für die Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton • Messtechnische Begleitung: Planungshilfen für die Verstärkung von Stahlbrücken mit hochfestem Beton Neu-Kalibrierung der Schadensäquivalenzfaktoren des Ermüdungslastmodells ELM 3 Projekt-Nr.: FE 15.0719 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Fachveröffentlichungen Ingenieurbauwerke → Kurfassung + Kurzbericht Handlungsempfehlungen zum Austausch des Brückenbelags auf orthotropen Fahrbahnplatten Projekt-Nr.: Zusammenfassung mehrerer Projekte Status: abgeschlossen Publikationen im BASt-Brückenkompetenzzentrum: • Auswirkungen des Belagsaustauschs auf die orthotrope Fahrbahnplatte von Stahlbrücken • Temperaturen an der Unterseite orthotroper Fahrbahntafeln beim Einbau der Gussasphalt-Schutzschicht (Abb. 10) • Beanspruchung orthotroper Fahrbahnplatten infolge der Erneuerung des Brückenbelags • Untersuchungen zum Einbau des Brückenbelags auf Stahl- und Verbundbrücke • Untersuchungen zum Ausbau des Brückenbelags auf Stahl- und Verbundbrücken Abb. 10: Temperaturmessung an der Unterseite der Hochmoselbrücke während des Einbaus der Schutzschicht aus Gussasphalt 7. Brückenkolloquium - September 2026 351 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise ReNuS - Innovative, nachhaltige Aufbetonsysteme für eine sichere und zuverlässige Verlängerung der Restnutzungsdauer von Stahlbrückenbauwerken Projekt-Nr.: FE 88.0227 Status: laufend Untersuchung von Bauteilen der alten Rheinbrücke Leverkusen: Detektion (insbesondere Schweißnahtprüfung) Projekt-Nr.: FE 15.0731 Status: laufend Untersuchung von Bauteilen der alten Rheinbrücke Leverkusen: Reparatur (insbesondere Schweißen von Altstahl) Projekt-Nr.: FE 15.0742 Status: geplant Untersuchung der rechnerischen Auswirkung der neu kalibrierten Schadensäquivalenzfaktoren (l-Faktoren) des ELM 3 für 3 Beispielbrücken Projekt-Nr.: FE 15.0754 Status: geplant 3.3 Verbundbau Eine Auswahl in jüngerer Vergangenheit abgeschlossener und aktuell laufender BASt-Projekte aus dem Bereich Verbundbau sind: Stahlverbundbrücken - Überprüfung der Schädigungshypothese an Stahlbetonplatten unter Zug- und Querkraftbeanspruchung und Ermüdungsfestigkeit von Konsolträgern Projekt-Nr.: 15.0679 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 215 Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten von Kopfbolzendübeln an Bauteilen von älteren Verbundbrücken Projekt-Nr.: 15.0710 Status: laufend Optimierte Lösungen für Rahmenecken bei integralen Stahlverbundbrücken Projekt-Nr.: FE 15.0715 Status: laufend 3.4 Korrosionsschutz von Stahlbauten Eine Auswahl in jüngerer Vergangenheit abgeschlossener sowie aktuell laufender und geplanter BASt-Projekte aus dem Bereich Korrosionsschutz sind: Erfahrungsbericht zur Innenbeschichtung nach TL- Blatt 50 an der Brücke über den Petersdorfer See Projekt-Nr.: 2219007 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 206 Prüfverfahren für innovative Beschichtungssysteme im Korrosionsschutz Projekt-Nr.: FE 15.0673 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Fachveröffentlichungen Ingenieurbauwerke → Kurfassung + Kurzbericht Analyse der Schutzdauer der Beschichtungssysteme nach dem modularisierten Blatt 100 Projekt-Nr.: FE 15.746 Status: geplant Leistungsfähigkeit Spritzverzinkung Projekt-Nr.: FE 15.752 Status: geplant 3.5 Brückenseile Eine Auswahl in jüngerer Vergangenheit abgeschlossener und aktuell laufender BASt-Projekte aus dem Bereich Brückenseile sind: Beurteilung der Ermüdungssicherheit von vollverschlossenen Spiralseilen mit Korrosionsschäden Projekt-Nr.: FE 15.0444 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 146 Brückenseile - zerstörungsfreie Prüfverfahren Projekt-Nr.: FE 15.0620 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Fachveröffentlichungen Ingenieurbauwerke → Kurfassung + Kurzbericht Entwicklung eines leistungsorientierten Prüfregimes für Brückenseilverfüllmittel Projekt-Nr.: 2216015 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 207 Korrosionsschutz von Brückenseilen Projekt-Nr.: 2216015 Status: abgeschlossen Veröffentlichung: BASt Schriftenreihe B 208 Analyse von Schäden am äußeren Korrosionsschutz von vollverschlossenen Brückenseilen Projekt-Nr.: FE 15.750 Status: laufend 4. Regelwerk 4.1 Allgemein Der Straßenbrückenbau hat in den vergangenen Jahrzehnten eine technische Weiterentwicklung durchlaufen. Maßgeblich hierfür waren einerseits wirtschaftliche Aspekte, die insbesondere in der Fertigung und Montage zur Entwicklung neuer Bauweisen führten. Andererseits spielten praktische Erfahrungen eine entscheidende Rolle, da identifizierte konstruktive Schwachstellen fortlau- 352 7. Brückenkolloquium - September 2026 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise fende technische Optimierungen der Bauwerke erforderlich machen. Diese Entwicklung schlägt sich auch in der Fortschreibung der entsprechenden Regelwerke nieder. Neben den einschlägigen Normen für Produkte, Herstellung und Bemessung gibt es das Regelwerk des Bundes für den Brücken- und Ingenieurbau im Zuge von Bundesfernstraßen, in dem ergänzende Anforderungen enthalten sind. Dieses Regelwerk ist in drei Hauptsachgebiete gegliedert: Entwurf, Baudurchführung und Erhaltung (Abb. 11). Abb. 11: „Regelwerke: Ingenieurbauwerke“ auf der BASt-Homepage Im Rahmen des vorliegenden Beitrags liegt der Fokus auf den neusten Entwicklungen der Regelwerke im Hauptsachgebiet Baudurchführung: Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING), Technische Lieferbedingungen und Technische Prüfvorschriften für Ingenieurbauten (TL/ TP-ING) und Merkblatt für die Bauüberwachung von Ingenieurbauten (M-BÜ-ING). Von besonderem Interesse für den Bereich Stahl- und Verbundbau sind dabei die folgenden Abschnitte: • Teil 4, Abschnitt 1 „Stahlbau“ • Teil 4, Abschnitt 2 „Stahlverbundbau“ • Teil 4, Abschnitt 3 „Korrosionsschutz“ • Teil 4, Abschnitt 4 „Brückenseile“ • Teil 4, Abschnitt 5 „Korrosionsschutz von Brückenseilen“ • Teil 8, Abschnitt 3 „Verkehrszeichenbrücken“ Ergänzungen und/ oder Änderungen dieser Regelungen werden vom Bundesministerium für Verkehr (BMV) mittels „Allgemeines Rundschreiben“ (kurz ARS) bekannt gegeben und eingeführt. Sowohl die aktuell gültigen ARS als auch das Archiv können von der Homepage des BMV heruntergeladen werden. In den folgenden Kapiteln sind daraus die aktuellen Inhalte bzgl. der o. g. Abschnitte zusammengestellt. 4.2 Stahlbau Die für den Stahlbau relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2023/ 12 aktualisiert: ARS 05/ 2024 vom 28.02.2025 → M-BÜ-ING 4-1 [5] Das M-BÜ-ING wurde an den aktualisierten Abschnitt 4-1 der ZTV-ING angeglichen. ARS 06/ 2024 vom 28.02.2025 → ZTV-ING 4-1 [6] In der Neuausgabe wurde Bezug auf die HPQ (Hersteller-Produkt-Qualifikation) der DB-AG genommen. Weiter wurde bzgl. der Schweißverbindungen bei der Zf P zwischen Werk und Baustelle unterschieden. Der Prüfumfang wurde angepasst und eine Erhöhung des Prüfumfangs bei Abweichungen vorgenommen. Weiter wurden bezgl. Der Fertigung Erläuterungen zu Toleranzen und zulässiger Maßabweichungen für Platten und Steifen in Tabelle 4.1.3 und Bild 4.1.1 vorgenommen. 4.3 Verbundbau Die für den Verbundbau relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2023/ 12 aktualisiert: ARS 05/ 2024 vom 28.02.2025 → M-BÜ-ING 4-2 [5] Das M-BÜ-ING wurde an den aktualisierten Abschnitt 4-2 der ZTV-ING angeglichen. ARS 06/ 2024 vom 28.02.2025 → ZTV-ING 4-2 [6] In der Neuausgabe wurden die Inhalte des ARS 18/ 2029 zur Qualitätssicherung beim Schweißen von Kopf bolzen, bei hoch auf Ermüdung beanspruchten Bereichen und beim Umgang mit mangelhaften Bolzenschweißungen übernommen. Einige den Beton betreffende Regelungen wurden zum Teil 3 Abschnitt 1 verschoben und der Vertragstext zu Betonüberfestigkeiten in einen Richtlinientext überführt und entsprechend angepasst. 4.4 Korrosionsschutz Die für den Korrosionsschutz relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING TL/ TP-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2025/ 02 aktualisiert: ARS 08/ 2025 vom 13.03.2025 → M-BÜ-ING 4-3 [7] Das M-BÜ-ING wurde an den aktualisierten Abschnitt 4-3 der ZTV-ING angeglichen. ARS 09/ 2025 vom 13.03.2025 → TL KOR-Stahlbauten [8] Für Korrosionsschutzsysteme nach den Blättern 87, 89, 91, 92, 93, 94, 95 und 97, deren Listung in der bei der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt) geführten „Zusammenstellung der geprüften Beschichtungsstoffe nach den TL KOR-Stahlbauten für die Anwendung an Bauwerken und Bauteilen der Bundesverkehrswege“ im Zeitraum 2024 bis 2025 auslaufen, kann die Gültigkeit auf Antrag der Beschichtungsstoffhersteller um ein Jahr verlängert werden; längstens jedoch bis 7. Brückenkolloquium - September 2026 353 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise zum 31.12.2025. Abweichend davon kann ein Beschichtungsstoffhersteller auch eine Verlängerung nach TL KOR-Stahlbauten beantragen. Hierzu sind jedoch Wiederholungsprüfungen durchzuführen. Die Gültigkeit der Listung endet in diesem Fall spätestens am 31.12.2026. Mit Ablauf dieser Übergangsfristen enden bestehende Listungen für die Blätter 87, 89, 91, 92, 93, 94, 95 und 97; neue Anträge auf Listung werden dann nicht mehr angenommen. Anhang A: Die Blätter 50 und 100 wurden in den Anhang A überführt. Die Blätter 87, 89, 90, 91, 92, 93, 94, 95 und 97 wurden eingezogen. Für die Prüfung und Listung der Korrosionsschutzsysteme nach Blatt 100 bildet das Modul A das Basismodul, worauf die optionalen Module B, C und D auf bauen. Die Praxistauglichkeit der Korrosionsschutzsysteme nach Blatt 100 ist anhand von Pilotmaßnahmen gemäß Tabelle A 5.1 Nr. 4 a) zu erproben. Alternativ hierzu kann die Praxistauglichkeit vom Beschichtungsstoffhersteller auch über einen Bauteilversuch gemäß Tabelle A 5.1 Nr.-4 b) nachgewiesen werden. Anhang B: Der Anhang B wurde ersatzlos gestrichen und das Blatt 90 entfernt. ARS 09/ 2025 vom 13.03.2025 → TP KOR-Stahlbauten [8] Es wurde ein neues Prüfverfahren zur Bestimmung der Wärmebelastbarkeit sowie ein neues Prüfverfahren zur Bestimmung der mechanischen Belastbarkeit aufgenommen. ARS 10/ 2025 vom 13.03.2025 → ZTV-ING 4-3 [9] Das Korrosionsschutzsystem nach Blatt 100 wird für eine breitere Anwendung zugelassen und als neues Standardkorrosionsschutzsystem eingeführt. Die Umsetzung erfolgt in einer modularisierten Form. Gleichzeitig werden die nicht mehr erforderlichen TL-Blätter 87, 89, 90, 91, 92, 93, 94, 95 und 97 eingezogen. Hierdurch wird das Regelwerk deutlich vereinfacht. Bei der Planung und Ausschreibung von Korrosionsschutzmaßnahmen sind nur noch die in der fortgeschriebenen ZTV-ING 4-3 aufgeführten Korrosionsschutzsysteme zu verwenden. Bei bereits genehmigten Bauwerksentwürfen sind die Korrosionsschutzsysteme im Rahmen der Erstellung der Ausschreibungsunterlagen auf das neue Regelwerk umzustellen. Für die notwendigen Anpassungen ist eine gesonderte Entwurfsgenehmigung nicht erforderlich. Für laufende Baumaßnahmen, bei denen der Bauvertrag vor der Einführung der fortgeschriebenen ZTV-ING 4-3 geschlossen wurde, dürfen die bauvertraglich vereinbarten Korrosionsschutzsysteme weiterhin ausgeführt werden. In dem besonderen Fall, dass die Listung der Korrosionsschutzsystem ein der bei der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt) geführten „Zusammenstellung der geprüften Beschichtungsstoffe nach den TL KOR-Stahlbauten für die Anwendung an Bauwerken und Bauteilen der Bundesverkehrswege“ während der Baumaßnahme ausläuft, kann im Einzelfall auf eine Wiederholungsprüfung verzichtet werden. In diesem Fall ist dem Auftraggeber eine Übereinstimmungserklärung des Beschichtungsstoffherstellers vorzulegen. Es wurde eine neue Nr. 2 „Planung und Konstruktion“ eingefügt. Die ZTV-ING 4-3 wurde grundlegend überarbeitet. Ergänzungen und Klarstellungen gibt es z. B. zu Ausbesserungen von Zinkschichten, bei dem Beschichten von feuerverzinkten Verbindungsmitteln oder bei der Anwendung von temporären Beschichtungen. Das bisher in der Erprobung befindliche Blatt 50 wurde für die Innenbeschichtung von bedingt begehbaren Hohlkästen als Standardkorrosionsschutzsystem eingeführt. Das Korrosionsschutzsystem nach Blatt 90 wurde ersatzlos zurückgezogen. Das Korrosionsschutzsystem nach Blatt 100 wird für eine breitere Anwendung zugelassen und als neues Standardkorrosionsschutzsystem eingeführt. Die Umsetzung erfolgt in einer modularisierten Form: • Modul A: Korrosionsschutzsystem auf Stahl • Modul B: Korrosionsschutzsystem auf Stahl mit oberflächentoleranter Grundbeschichtung • Modul C: Korrosionsschutzsystem auf Feuerverzinkung • Modul D: Korrosionsschutzsystem auf Spritzverzinkung (thermisch gespritzte Zinküberzüge) Die Tabelle A 4.3.2 und die Planungshilfen im Anhang C wurden grundlegend überarbeitet. Die Blätter 87, 89, 90, 91, 92, 93, 94, 95 und 97 wurden eingezogen, sodass das Regelwerk nur noch die Blätter 50, 81, 84, 85, 86 und 100 (Module A bis D) enthält. Hierdurch wurde das Regelwerk deutlich vereinfacht. 4.5 Brückenseile Die für Brückenseile relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING, TL/ TP-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2025/ 08 aktualisiert: ARS 19/ 2025 vom 17.09.2025 → M-BÜ-ING 4-4 [10] Neuer Abschnitt. Um die Bauüberwachung möglichst effektiv zu unterstützen, sind die Anforderungen an VVS und an LBS jeweils einem eigenen Kapitel zugeordnet, innerhalb dessen sich die Reihenfolge am Bauablauf orientiert. ARS 20/ 2025 vom 10.10.2025 → ZTV-ING 4-4 [11] Zusammenführung Begriffsbestimmungen: Begriffsbestimmungen, die in der Ausgabe 2022/ 01 in Nr.-2 „Besondere Anforderungen an VVS“ und in Nr.-3 „Besondere Anforderungen an LBS“ beschrieben waren, stehen nun in Nr. 1 „Allgemeines“ unter Nr. 1.2 „Begriffsbestimmungen“. 354 7. Brückenkolloquium - September 2026 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Nr. 5.1 und Anhang B entfallen: Da mittlerweile LBS mit abZ/ aBG sowohl für Schrägseilsysteme als auch für Schrägseillitzen verfügbar sind, entfallen die in der Ausgabe 2022/ 01 enthaltene Nr. 5.1 „Hinweise zur Leistungsbeschreibung“ und Anhang B „Nebenangebote für LBS ohne allgemeine bauaufsichtliche Zulassung“ ersatzlos. ARS 21/ 2025 vom 10.10.2025 → TL/ TP VVS [12] Grundlegende Überarbeitung von Anhang A „Eigenschaftskennwerte von Seilverfüllmitteln“. Dieser Anhang enthält nun ein komplett neues Prüfregime, das die wesentlichen Eigenschaften der Seilverfüllmittel abdeckt - Seilbluten, Korrosionsschutz, Schmierfähigkeit und Alterungsbeständigkeit. 4.6 Korrosionsschutz von Brückenseilen Die für den Korrosionsschutz für Brückenseile relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING, TL/ TP-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2025/ 08 aktualisiert: ARS 19/ 2025 vom 17.09.2025 → M-BÜ-ING 4-5 [10] Neuer Abschnitt. Um die Bauüberwachung möglichst effektiv zu unterstützen, sind die Anforderungen an VVS und an LBS jeweils einem eigenen Kapitel zugeordnet, innerhalb dessen sich die Reihenfolge am Bauablauf orientiert. ARS 20/ 2025 vom 10.10.2025 → ZTV-ING 4-5 [11] Öffnung der Vorgaben für Beschichtungssysteme: Die Vorgaben zum Beschichtungssystem wurden im Interesse von möglichen Weiterentwicklungen geöffnet. Während in der Ausgabe 2022/ 01 die Anzahl der Lagen und Schichtdicken strikt vorgegeben war, werden nun lediglich Mindestwerte gefordert (mindestens drei Schichten; Sollschichtdicke des Gesamtsystems nicht unter 410mm). Damit vergrößert sich der Spielraum für die Entwicklung innovativer Produkte. Neu: Wickelverfahren mit Korrosionsschutzbändern: Neben den herkömmlichen Beschichtungssystemen sind in der neuen Ausgabe nun auch Wickelverfahren mit Korrosionsschutzbändern normativ geregelt. Entsprechende ergänzende Passagen sind sowohl in Nr. 2 „Vollverschlossene Spiralseile (VVS)“ als auch in Nr. 4 „Instandsetzung des Korrosionsschutzes von VVS und Kabeln“ enthalten. Der Anhang A wurde ebenfalls entsprechend ergänzt. ARS 21/ 2025 vom 10.10.2025 → TL KOR-VVS [12] Zusammenführung der Nrn. „Werkseigene Produktionskontrolle (WPK)“ und „Fremdüberwachung: „Werkseigene Produktionskontrolle (WPK)“ und „Fremdüberwachung“ Die in Ausgabe 21/ 2022 enthaltenen Nrn. „Werkseigene Produktionskontrolle (WPK)“ und „Fremdüberwachung“ sind nun als neue Nrn. 5.3.1 und 5.3.2 der neuen Nr. 53 „Übereinstimmungsnachweis“ zugeordnet. Ergänzend gibt es eine neue Nr. 5.3.3 „Übereinstimmungserklärung“. ARS 21/ 2025 vom 10.10.2025 → TP KOR VVS [12] Anpassung von Prüfparametern: Einzelne Prüfparameter wurden auf der Grundlage von Erkenntnissen aus dem Prüfgeschäft an den aktuellen Stand der Technik angepasst (z. B. Abmessungen von Probekörpern). 4.7 Verkehrszeichenbrücken Die für Verkehrszeichenbrücken relevanten Abschnitte der Regelwerke ZTV-ING, TL/ TP-ING und M-BÜ-ING wurden mit Ausgabe 2025/ 08 aktualisiert: ARS 19/ 2025 vom 17.09.2025 → M-BÜ-ING 8-3 [10] Neue Nr. 2 „Planung und Konstruktion“. Die Gliederung wurde entsprechend den Vorgaben des KoABau angepasst. Die in der Ausgabe 2022/ 01 enthaltenen Nrn. 2 bis 7 sind nun der neuen Nr. 2 „Planung und Konstruktion“ zugeordnet. ARS 20/ 2025 vom 10.10.2025 → ZTV-ING 8-3 [11] Neue Nr. 2 „Planung und Konstruktion“: Die Gliederung wurde entsprechend den Vorgaben des KoA-Bau angepasst. Die in der Ausgabe 2022/ 01 enthaltenen Nrn. 2 bis 7 sind nun in der neuen Nr. 2 „Planung und Konstruktion“ zugeordnet (Tabelle 4). Tab 4: Gegenüberstellung der Gliederungspunkte Ausgabe 2022 vs. 2025 Ausgabe 2022 Ausgabe 2025 1 1 Allgemeines - 2 Planung und Konstruktion 2 2.1 Baugrundsätze 3 2.2 Bau- und Werkstoffe 4 2.3 Abmessungen 5 2.4 Konstruktion und Ausstattung 6 2.5 Annahmen für die Einwirkungen 7 2.6 Bemessung und Nachweise 8 3 Herstellung 9 4 Qualitätssicherung 10 5 Vermessung - 6 Dokumentation EXC3 statt EXC2: Die Befähigung zur Herstellung ist mit dem Angebot durch Vorlage eines gültigen Zertifikats gem. DIN EN 1090-1 nun für mind. Ausführungsklasse EXC3 nachzuweisen (statt für mind. EXC2 gemäß Ausgabe 2022/ 01). 7. Brückenkolloquium - September 2026 355 Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise Neue Nr. 6: In der neuen Nr. 6 „Dokumentation“ sind die verschiedenen Vorgaben zu den Bestandteilen der Dokumentation zusammengestellt. Dies betrifft a) Zeugnisse und Eignungsnachweise, b) Nachweise aller eingesetzten Baustoffe, c) geprüfte Fertigungs- und Montageunterlagen, d) Protokolle über die Arbeiten und deren Überwachung und e) Leistungserklärungen nach DIN EN 1090-1. 5. Zusammenfassung, Fazit und Ausblick Im Gegensatz zu den durchschnittlich deutlich „jüngeren“ Verbundbrücken, muss ein Großteil der Stahlbrücken in naher bis mittlerer Zukunft ersetzt werden. Die BASt unterstützt in diesem Zusammenhang das operative Geschäft der Autobahn GmbH und der Straßenbauverwaltungen der Länder in Form von praxisbezogenen Forschungsergebnissen. Diese bilden häufig eine entscheidende Grundlage für den Einsatz innovativer Bauprodukte bzw. Bauarten - sowohl im Rahmen von Pilotprojekten als auch darauf auf bauend bei der Aktualisierung der Regelwerke. Mit dem Ersatz der Rheinbrücken Schierstein, Leverkusen und Duisburg-Neuenkamp ist der erforderliche Erneuerungsprozess mittlerweile angelaufen. Als Fazit lässt sich festhalten, dass die Richtung stimmt, aber noch ein weiter Weg vor uns liegt. Darüber hinaus beginnt mit der bevorstehenden Einführung der neuen Generation der Eurocodes auch für die Konstruktion und Bemessung von Straßenbrücken in Stahl- und Stahlverbundbauweise demnächst ein neues Kapitel … Literatur [1] DIN 1076: 2026-01, Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Überwachung und Prüfung [2] Schnellenbach-Held, M., Peeters, M., Miedzinski, G.: Intelligente Brücke - Schädigungsrelevante Einwirkungen und Schädiγuνgspotentiale von Brückenbauwerken aus Beton; Berichte der Bundesanstalt für Straßenwesen, Brücken- und Ingenieurbau Heft B 110; Bergisch Gladbach; 2015 [3] Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie); Ausgabe 05/ 2011; BMVI; https; / / www. bast.de [4] ARS Nr. 09/ 2020; Sachgebiet 05.08: Brücken- und Ingenieurbau; Einführung des Traglastindex; Übergabe der Daten an die Bundesanstalt für Straßenwesen; Bonn 30.03.2020; BMVI [5] ARS Nr. 05/ 2024; Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; Fortschreibung des Merkblattes für die Bauüberwachung von Ingenieurbauten (M-BÜ-ING) - Ausgabe 2023/ 12; Bonn 28.02.2024; BMV [6] ARS Nr. 06/ 2024; Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; 16.2: Bauvertragsrecht und Vergabewesen; Vergabe und Vertragsunterlagen; Fortschreibung der Zusätzlichen Technischen Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING) - Ausgabe 2023/ 12; Bonn 28.02.2024; BMV [7] ARS Nr. 08/ 2025; Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; Fortschreibung des Merkblattes für die Bauüberwachung von Ingenieurbauten (M-BÜ-ING) - Ausgabe 2025/ 02; Bonn 13.03.2025; BMV [8] ARS Nr. 09/ 2025 Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; 16.2: Bauvertragsrecht und Vergabewesen; Vergabe und Vertragsunterlagen; Fortschreibung der Technischen Lieferbedingungen und Technischen Prüfvorschriften für Ingenieurbauten (TL/ TP-ING) - Ausgabe 2025/ 02; Bonn 13.03.2025; BMV [9] ARS Nr. 10/ 2025 Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; 16.2: Bauvertragsrecht und Vergabewesen; Vergabe und Vertragsunterlagen; Fortschreibung der Zusätzlichen Technischen Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING) - Ausgabe 2025/ 02; Bonn 13.03.2025; BMV [10] ARS Nr. 19/ 2025 Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; Fortschreibung des Merkblattes für die Bauüberwachung von Ingenieurbauten (M-BÜ-ING) - Ausgabe 2025/ 08; Bonn 17.09.2025; BMV [11] ARS Nr: 20/ 2025 Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; 16.2: Bauvertragsrecht und Vergabewesen; Vergabe und Vertragsunterlagen; Fortschreibung der Technischen Lieferbedingungen und Technischen Prüfvorschriften für Ingenieurbauten 8tl7tp-ing9- Ausgabe 2025/ 08; Bonn 10.10.2025; BMV [12] ARS Nr. 21/ 2025 Sachgebiet 05.2: Brücken- und Ingenieurbau; Grundlagen; 16.2: Bauvertragsrecht und Vergabewesen; Vergabe und Vertragsunterlagen; Fortschreibung der Technischen Lieferbedingungen und Technischen Prüfvorschriften für Ingenieurbauten (TL/ TP-ING) - Ausgabe 2025/ 08; Bonn 10.10.2025; BMV 7. Brückenkolloquium - September 2026 357 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Ein Beispiel zum Erhalt historischer Stahlbrücken Dr.-Ing. Nico Steffens Gregull + Spang Ingenieurgesellschaft für Stahlbau mbH, Stahnsdorf Felix Kaplan, M. Sc. Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg, Hoppegarten Zusammenfassung In Fürstenwalde/ Spree wird die Landesstraße L35 mit einem ca. 150-m langen Brückenzug über die Spree geführt. Dieser Abschnitt stellt aufgrund seiner Nähe zur Innenstadt ein maßgebliches, städtebauliches Identifizierungsmerkmal der Region dar. Herzstück ist die 67,50-m lange Strombrücke. Aufgrund der Bewertung des Bauwerks mit dem Traglastindex V wurde es zuletzt nachgerechnet. Die Nachrechnung erfolgte an einem dreidimensionalen kombinierten Stab- und Flächenmodell unter Berücksichtigung des Bauablaufs. Im Ergebnis zeigte sich, dass durch geringe Eingriffe und weitere Zusatzbetrachtungen eine deutlich höhere Einstufung erzielt werden kann. Dabei helfen unter anderem auch die ergänzenden Regelungen, die mit der BEM-ING Teil-2 eingeführt werden. Das Bauwerk wurde als Pilot zur Evaluation der neuen BEM-ING Teil-2 in Brandenburg ausgewählt. In diesem Bericht werden die durchgeführten Untersuchungen bei der Nachrechnung vorgestellt. Dabei werden insbesondere die Potentiale aus der neuen BEM-ING Teil-2 herausgearbeitet. Mit der Darstellung der Prüfanweisungen und der anstehenden Verstärkungsmaßnahmen wird ein Ausblick auf die ab 2028 vorgesehenen Erhaltungsmaßnahmen gegeben. 1. Vorstellung des Bauwerks 1.1 Allgemein Die Spreebrücke Fürstenwalde besteht aus zwei Teilbauwerken (TBW) A und B. Das Teilbauwerk A überspannt als Stabbogenbrücke die Hauptöffnung der Spree, Abb.-1. Bei dem Teilbauwerk B handelt es sich um einen Trägerrost aus Längs- und Querträgern. Dieses überquert über drei Felder den Seitenarm der Spree. Abb. 1: Ansicht Spreebrücke Fürstenwalde Der Stabbogen hat eine Spannweite von 67,5-m. Der Trägerrost wird gebildet aus sieben parallel laufenden Längsträgern im Abstand von 2,25-m und den Querträgern mit einem Abstand von 7,5-m. Die Querträger sind an den Enden über die Hänger an dem Bogen gehalten. Die Betonplatte wirkt mit den Längs- und Querträgern als Verbund durch Blockdübel. Der Bogenschub wird über in der Bogenebene angeordnete Zugbänder aufgenommen, die zwischen den Längsträgern liegen. Die Längsträger sind am Pfeiler D derart angeschlossen, dass nur Querkräfte, jedoch keine Zugkräfte aufgenommen werden können. Dadurch wird eine Entkopplung der Fahrbahnplatte mit dem Haupttragsystem erreicht. Die Zugbänder wurden in St52 (S355), alle übrigen Bauteile in St37 (S235) gefertigt. Beide Teilbauwerke werden der Brückenklasse 30/ 30 nach DIN 1072 zugeordnet. Der Traglastindex liegt bei IV für den Stabbogen (TBW A) und bei V für den Archenarm (TBW B). 1.2 Historie Die Vorgängerquerung wurde 1913 errichtet und im 2.-Weltkrieg zerstört. Die hölzerne Behelfsbrücke befand sich ca. 200 m östlich im Bereich der Schleuse. Dies behinderte die Schifffahrt und den Straßenverkehr stark. Aus diesem Grund war die Brücke prioritär zu erneuern. Auffällig ist dabei der für damalige Verhältnisse große zeitliche Abstand zwischen Aufstellung der statischen Berechnungen 1956 und der Inbetriebnahme der Brücke 1960. Detailliert dargelegt sind die Ursachen für diese Bauzeit in [1]. Dabei werden exemplarisch die Herausforderungen des Infrastrukturausbaus in der DDR beschrieben. Die Materialknappheit zwang die Ingenieure zu kreativen Lösungen, während die politischen Rahmenbedingungen die technische Umsetzung beeinflussten. Der Brückenbau in Fürstenwalde war dabei nicht nur ein technisches, sondern auch ein politisches Projekt. Wüstefeld [1] betont, wie die politische Gesinnung der Ingenieure die Qualität der Arbeit beeinflussen konnte: „Ich habe damals gelernt, dass die politische Gesinnung eines 358 7. Brückenkolloquium - September 2026 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Ingenieurs einen gefährlichen Einfluss auf die Güte von Stahl haben kann.“ [1]. Diese Aussage verweist auf die Verflechtung von Technik und Ideologie in der DDR. Die Planwirtschaft und die politischen Prioritäten der SED führten dazu, dass technische Entscheidungen oft nicht allein auf fachlichen Kriterien basierten, sondern auch politische Loyalität eine Rolle spielte. Dies hatte Auswirkungen auf die Bewertung der Materialqualität, die Bauzeit und die Effizienz der Projekte. Im Fall der Spreebrücke Fürstenwalde wurden die Baustahllieferungen aus der Sowjetunion zwei Mal aufgrund Versprödung und Nichtschweißbarkeit zurückgewiesen. Die dritte Stahlbaufertigung erfolgte in Brandenburg an der Havel. Bei der Einstufungsberechnung in den 1990er Jahren konnte das Tragwerk lediglich für die BK 30/ 30 nachgewiesen werden. Eine höhere Einstufung konnte aufgrund des Nachweises der Bogenstabilität nicht erreicht werden. Im Anschluss an die Einstufungsberechnung wurden u.-a. Instandsetzungen an der Gehwegkonstruktion, der Lager und Fahrbahnübergänge und des Korrosionsschutzes vorgenommen. 1.3 Relevanz im Verkehrsnetz Die Spreebrücke in Fürstenwalde bildete über Jahrzehnte hinweg die einzige leistungsfähige Verbindung über die Spree im Umfeld von Fürstenwalde. Mit der Inbetriebnahme der Ortsumgehung Fürstenwalde gibt es nunmehr eine zweite Brücke die vorrangig durch den Fernverkehr genutzt wird. Somit erfüllt die hier vorliegende Brücke vor allem Aufgaben für den Ortsverkehr. Sie verbindet die Innenstadt von Fürstenwalde mit der Autobahn A-12. Aufgrund der vor und hinter der Brücke befindlichen Knotenpunkte mit Ampelschaltung gibt es zahlreiche Verkehrskonstellationen, die bei der Bewertung der Brücke mitberücksichtigt werden müssen. 1.4 Tragprinzip Die Besonderheiten umfassen unter anderem den Verzicht auf den Bogenschub aufnehmende Versteifungsträger, den Bauablauf der zusätzlich eine geometrische Vorspannung der Verbundplatte ermöglicht hat und die Anschlüsse der Hänger an den Bogen und die Fahrbahn. Die Montage des Stahlüberbaus erfolgte auf Gerüststützen. Diese wurden anschließend durch das Anspannen der Zugbänder freigesetzt. Der Anspann- und Messvorgang konnte dem Messplan [2] entnommen werden, siehe Abb. 2. Abb. 2: Anspann- und Messvorgang [2] 2. Nachrechnung nach Nachrechnungsrichtlinie Für die Bewertung und Einstufung bestehender Straßenbrücken wird seit ihrer Einführung im Jahr 2011 sowie deren Ergänzung im Jahr 2015 die „Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand“ (Nachrechnungsrichtlinie, NRR) [3] angewandt. Die Nachrechnungsrichtline gliedert sich in vier Stufen, wobei der Aufwand und die Genauigkeit von Stufe zu Stufe steigen. Die Nachrechnung erfolgte zunächst in Stufe 1 der Nachrechnungsrichtlinie. Als Ziellastniveau wurde durch den Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg das Lastmodell 1 (LM 1) nach DIN-Fachbericht 101 festgelegt. Nachweise, die in Stufe 1 der Nachrechnungsrichtlinie nicht erbracht werden konnten, sollten nach Abstimmung mit dem und Freigabe durch den Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg in Stufe-2 der Nachrechnungsrichtlinie geführt werden. 2.1 Modellbildung Es wurden für beide Teilbauwerke separate 3D-Modelle mittels Sofistik erstellt. Folgend wird auf die Besonderheiten der Modellerstellung des Teilbauwerks A (Stabbogen) näher eingegangen, siehe Abb.-3. Der Bauablauf wurde mit dem Sofistik-Modul CSM (construction stage manager) abgebildet. Die Einstellung der Bauzustände wurde zum einen an die Kraftgrößen entsprechend der Bestandsstatik und zum anderen an den Verformungsgrößen entsprechend dem Messplan orientiert. Das Systemtragverhalten im Endzustand war wesentlich für die weitere Nachrechnung. Abb. 3: Isometrische Darstellung Überbau Es zeigte sich im Bauzustand II (Betonplatte) eine gute Übereinstimmung mit der Ausführungsstatik. Auch die eingeprägte Gesamt-Zugbandkraft nach dem Bauzustand III (Nachlassen) wies eine gute Übereinstimmung mit der Ausführungsstatik [4] auf. Ein weiterer wesentlicher Bestandteil der Modellierung war die korrekte Entkopplung der Längsträger mit dem Endquerträger, siehe Abb. 4 7. Brückenkolloquium - September 2026 359 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Abb. 4: Entkopplung der Fahrbahnplatte 2.2 Stufe 1 Ausgenommen der Bögen konnte in Stufe 1 der Nachrechnungsrichtlinie für alle Bauteile eine ausreichende Tragfähigkeit für das Ziellastniveau LM1 nachgewiesen werden. Für die Bögen konnte im Grenzzustand der Tragfähigkeit der Nachweis gegen seitliches Ausknicken aus der Ebene nicht erbracht werden. Abb. 5: Bogenstabilität, Knicken aus der Ebene Die Vergleichsspannung in den Bögen im maßgebenden Lastfall unter Volllast nach der Berechnung nach Theorie 2. Ordnung ist in Abb. 6 dargestellt. Abb. 6: Vergleichsspannung im Bogen nach Th. 2. O. Der Bogen-Querschnitt ist im Vergleich zur Spannweite in Bezug auf die Queraussteifung relativ schlank ausgebildet. Die Stege des Hohlkastens sind im Hauptbereich nur t-=-16 mm stark. Der Abstand der Stege beträgt nur 66- cm. Beides führt zu vergleichsweise geringem Widerstand gegenüber Querbiegung. Die Reduzierung der Stegdicke von 25-mm auf 16-mm reduziert darüber hinaus die Querschnittsfläche im Hauptbereich auf nur noch 80-% bei nahezu konstanter Normalkraft. Diese Reduzierung zeigt sich auch in den Auslastungsanteilen (Abb.-7). Abb. 7: Auslastungsanteile el-pl Beim Archenarm, dem Teilbauwerk B konnten alle Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit für das geforderte Ziellastniveau LM1 erbracht werden. Die Ermüdungssicherheit wurde in Stufe 1 für das Ermüdungslastmodell (ELM) 3 mit Schadensäquivalenzfaktoren nachgewiesen. Hierbei konnte die Ermüdungssicherheit an den Stößen der inneren und äußeren Längsträger nicht nachgewiesen werden. Beim Teilbauwerk B ergaben sich ebenfalls Defizite beim Ermüdungsnachweis der inneren und äußeren Längsträger sowie der Querträger. Nach der Stufe 1 blieben rein rechnerisch die in Tab.-1 aufgeführten Defizite. 360 7. Brückenkolloquium - September 2026 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Tab. 1: Rechnerische Defizite nach Stufe 1 Bauteil TBW h Tragfähigkeit Bogen A 1.52 Ermüdung Innere Längsträger A 1,47 Äußere Längsträger A 1,09 Innere Längsträger B 1,13 Äußere Längsträger B 1,13 Querträger B 1,51 2.3 Stufe 2 Aufgrund der Defizite nach Stufe 1 wurden die Nachweise in der Stufe 2 der Nachrechnungsrichtlinie geführt. Bezüglich der Tragfähigkeit darf in Stufe 2 ein geringerer Teilsicherheitsbeiwert für das Eigengewicht der Betonfahrbahnplatte angesetzt werden, wenn durch repräsentative und ausreichende Messungen das Bauteilgewicht genauer bekannt ist. In dem vorliegenden Fall hat diese Entlastung jedoch nicht die vorhandene Überschreitung im Nachweis der Bogenstabilität ausgleichen können. Es wurde darüber hinaus untersucht, ob eine geringere Imperfektion als normativ gefordert ggf. günstig wirkt (diese müsste dann durch Messungen bestätigt werden). Hiernach ergab sich noch bei einer Imperfektion von 10 mm eine Auslastung von h-=-1,17->-1,0 für den Nachweis der Bogenstabilität. Eine noch geringere Imperfektion sollte auch nach einem Aufmaß der Bogengeometrie nicht angesetzt werden, so dass auch dieser Ansatz nicht verfolgt wurde Die Ermüdungsnachweise wurden in Stufe 2 unter Ansatz des Ermüdungslastmodells 4 mittels Schadensakkumulationshypothse nach Palmgren/ Miner geführt. Die sich aus den jeweiligen LKW-Typen ergebenden Spannungsverläufe am Stoß des Längsträger-Untergurtes sind in Abb. 8 dargestellt. Abb. 8: Spannungsverläufe infolge ELM4 am Querstoß des inneren Längsträgers In Stufe 2 ergaben sich rechnerische Restnutzungsdauern zwischen 13 und 33 Jahren je nach Bauteil. Am Teilbauwerk A zeigten sich für die inneren Längsträger immer noch deutliche rechnerische Defizite, siehe Tab. 2. Tab. 2: Rechnerische Defizite nach Stufe 2 Bauteil TBW h Tragfähigkeit Bogen A 1.52 Ermüdung Innere Längsträger A 1,46 Äußere Längsträger A 0,56, N = 20 Jahre Innere Längsträger B 0,44, N = 32 Jahre Äußere Längsträger B 0,42, N = 33 Jahre Querträger B 0,69, N = 13 Jahre Angesetzt wurde das ELM4 für die mittlere Entfernung gemäß Nachrechnungsrichtlinie sowie einer angenommenen Verkehrszunahme von 20-% in den ersten 10 Jahren, 15-% in den darauf folgenden 10 Jahren und 10-% in den weiteren Dekaden. Bei der Einordnung dieser Ergebnisse sollte berücksichtigt werden, dass die LKW‘s des ELM4 mit sehr hohen Gesamtgewichten beaufschlagt werden, auch die Verkehrszahlen sind am vorliegenden Bauwerk ggf. deutlich niedriger als mit der mittleren Entfernung angenommen. Maßgeblich ist vor allem der schwere (49-t) LKW 3 (Typ 98) und die anzusetzende Verkehrszahl dieses Typs gemäß Nachrechnungsrichtlinie. 7. Brückenkolloquium - September 2026 361 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde 2.4 Ermüdungsnachweise nach BEM-ING Teil 2 Um die tatsächliche Verkehrsbeanspruchung genauer zu erfassen und zu berücksichtigen, können Verkehrszählungen am Bauwerk durchgeführt werden. Zukünftig werden die Regelungen für die Nachrechnung von Bestandsbrücken in der BEM-ING Teil 2 [5] aufgehen. Diese beinhaltet u.- a. ergänzende Regelungen für den Ermüdungsnachweis. Das Bauwerk wurde als Pilot zur Evaluation der neuen BEM-ING Teil 2 in Brandenburg ausgewählt. Um diese ergänzenden Regelungen anwenden zu können, wurde eine objektspezifische Verkehrszählung am Bauwerk durchgeführt. Mit den Verkehrsdaten aus der Verkehrszählung sowie dem ergänzenden Ansatz für l 2 nach BEM-ING Teil 2 wurden die Ermüdungsnachweise erneut geführt. 2.4.1 Verkehrszählung Die Verkehrszählung erfolgte am Knotenpunkt nördlich der Spreebrücke. Die Verkehrsströme mussten zunächst den relevanten Schwerverkehrsgruppen (SV- Gruppe) zugeordnet werden. Anschließend konnte die Bestimmung der Verkehrsart nach BEM-ING Teil 2, Tabelle- 10.3 erfolgen. Die Ermittlung der prozentualen Zusammensetzung des Schwerverkehrs ist in Tab. 3 gegeben. Tab. 3: Prozentuale Zusammensetzung des Schwerverkehrs aus der Verkehrszählung SV-Gruppe Fahrzeugart n/ Tag n/ Tag % 1 LKW > 3,5 t ohne Anhänger 292 755 88 2 Busse 463 3 LKW > 3,5 t mit Anhänger 41 4 Sattelzüge 61 102 12 5 Andere SLW > 3,5 t 0 å 857 857 100 Der Anteil der Fahrzeugart A liegt über 85- %. Somit konnte für die Spreebrücke Fürstenwalde für den weiteren Nachweis von Ortsverkehr ausgegangen werden. 2.4.2 Schadensäquivalenzfaktor Der Schadensäquivalenzfaktor für das Verkehrsaufkommen und die Verkehrsart l 2 wird gemäß BEM-ING Teil-2, Abs. 13.10.2 (2) wie folgt ermittelt. (1) Der Beiwert Q wird auf Grundlage der Verkehrsart festgelegt. Für Ortsverkehr ergibt sich Q-=-0,73. Die Anzahl der Lastkraftwagen N obs pro Jahr im ersten Fahrstreifen einer Richtungsfahrbahn darf vereinfacht wie folgt auf Grundlage der durchschnittlichen täglichen Verkehrsstärke des Schwerverkehrs (DTV-SV) ermittelt werden. (2) Da für N obs nur der erste Fahrstreifen angesetzt wird und der DTV-SV-Wert sich auf den Gesamt-Querschnitt in beide Fahrtrichtungen bezieht, wird dieser mit 0,5 abgemindert. Der DTV-SV-Wert wird mit 250-Werktagen multipliziert, um die Anzahl LKW im Bezugszeitraum von einem Jahr zu erhalten. Für die Spreebrücke Fürstenwalde konnte damit folgender partieller Schadensäquivalenzfaktor l 2 ermittelt werden. (3) mit Q-=-0,73 (4) (5) Die weiteren partiellen Schadensäquivalenzfaktoren wurden unverändert analog der Nachrechnung angesetzt. Für die Längsträger ergab sich damit folgender Schadensäquivalenzfaktor. l LT -=-l 1,LT -·-l 2 -·-l 3 -·-l 4 (6) l LT -=-2,38-·-0,55-·-1,0-·-1,04-=-1,36 (7) 2.4.3 Nachweis der inneren Längsträger Mit l LT - =- 2,0 ergab sich in der Nachrechnung eine schadensäquivalente Spannungsschwingbreite von Δσ E,2 -=-102-N/ mm 2 , siehe Abb.-9. 362 7. Brückenkolloquium - September 2026 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Abb. 9: Schadensäquivalente Spannungsschwingbreite - Längsträger innen aus der Nachrechnung Mit Schadensäquivalenzfaktor nach Verkehrszählung und BEM-ING - Teil 2 ergibt sich: (8) mit (9) (10) Die Ermüdungsnachweise konnten unter diesen Bedingungen unter Ansatz des Ermüdungslastmodells 3 an beiden Teilbauwerken für alle Bauteile erfolgreich geführt werden. 3. Prüfanweisungen nach DIN 1076 Um einen tragbaren zukunftssicheren Betriebszustand des Bauwerks zu gewährleisten, waren weitere besondere Betrachtung der Zugbänder des Bogentragwerks sowie die Hänger erforderlich. 3.1 Zugband Die Zugbänder des Bauwerks sind wesentlich für die Tragfähigkeit des Überbaus. An den Überbauenden sind die Zugbänder in den Durchdringungsbereichen mit dem Endquerträger (Hohlkasten) nicht sichtbar und nicht zugänglich. Eine handnahe visuelle Überprüfung der Zugbänder ist in diesen Bereichen nicht möglich, siehe Abb. 10. Durch die vorhandenen Inspektionsöffnungen sowie die vorhandenen Ausschnitte im Endquerträger für die Durchdringung der Zugbänder (Abb. 11) können diese mittels Endoskop inspiziert werden. Es erfolgte zunächst eine Erstinspektion (Abb. 12), um darauf auf bauend eine Prüfanweisung gemäß DIN 1076 zu formulieren. 7. Brückenkolloquium - September 2026 363 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Abb. 10: Durchdringungsbereich des Zugbandes durch den Endquerträger Abb. 11: Vorhandene Inspektionsöffnungen im Durchdringungsbereich der Zugbänder mit dem Endquerträger Abb. 12: Zugband (oben) im Durchdringungsbereich, Aufnahme mittels Endoskop Die exemplarisch durchgeführte Inspektion mittels Endoskop ergab folgendes Ergebnis. • Das Kasteninnere der Durchdringungsbereiche war bis zur Unterkante der Inspektionsöffnungen mit lockerem trockenem Staub gefüllt • Das Kasteninnere war von Spinnweben durchzogen • Das Kasteninnere war trocken • Es konnten keine Korrosionsstellen identifiziert werden Die vorgefundene Oberflächenfarbe und -struktur lässt sich auf folgende Lagen der Beschichtung zurückführen: • Planmäßige Spritzverzinkung aller nicht mehr zugänglichen Teile mit Luftzutritt (Bestandsplan Blatt Nr. 143), daraus ergibt sich die raue, porös scheinende Oberfläche. • Im Zuge der Montage erhielten vermutlich alle Bauteile nochmals eine rötliche Grundbeschichtung, woraus sich der jetzt vorhandene rötliche Grundton ergibt. • Die blaue Deckbeschichtung wurde nach Montage auf die zugänglichen Bereiche aufgetragen, woraus sich die sichtbaren scharfen Übergänge des rötlichen Innenbereichs und blauen Außenbereichs ergeben. Zukünftig sind im Rahmen der regelmäßig stattfindenden Bauwerksprüfung nach DIN 1076 die Zugbänder im Durchdringungsbereich mit dem Endquerträger/ Bogenfußpunkt mittels Endoskop zu überprüfen. 3.2 Hänger Für die Hänger sollte des Weiteren geklärt werden, ob über die turnusmäßig stattfindenden visuellen Prüfungen hinausgehende zerstörungsfreie Prüfungen erforderlich sind. Eine Prüfanweisung sollte Aufschluss darüber geben, in welchem Umfang die Hänger zu inspizieren sind und ab wann ggf. ergänzende zerstörungsfreie Prüfungen angezeigt sind. Eine Prüfung der Seile mittels Ultraschall scheint nicht sinnvoll. Aufgrund des Verfahrens kann mittels Ultraschall nur die äußere Lage der Drähte geprüft werden. 364 7. Brückenkolloquium - September 2026 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Eine Aussage über den Zustand der inneren Drähte ist mittels Ultraschall nicht möglich. Die Prüfung erfolgt in allen Bereichen als handnahe visuelle Inspektion (Sichtprüfung). Folgende Merkmale sollten hierbei überprüft werden. • Risse oder Beschädigungen an der Oberfläche. • Korrosion, Rostbildung oder abblätternde Beschichtungen. • Verformungen, Knicke oder andere Anomalien. • Sichtbare Schäden oder Materialermüdung an Schweißnähten oder Verbindungen. Sofern die visuelle Inspektion Auffälligkeiten ergibt, können die Seile mittels magnetinduktiver Seilprüfung untersucht werden. Hierdurch können Seilschäden wie innere und äußere Drahtbrüche, innere und äußere Korrosion oder Gefügeveränderungen erkannt werden. Zukünftig sind im Rahmen der regelmäßig stattfindenden Hauptprüfung nach DIN 1076 die Hänger zu prüfen. 4. Verstärkungskonzept der Bögen Nach der bis hierher durchgeführten Nachrechnung sowie den Zusatzbetrachtungen blieb aus statischer Sicht noch die Stabilität der Bögen gegen seitliches Ausknicken. Da rechnerisch keine weiteren Maßnahmen möglich waren und auch am Ziellastniveau festgehalten werden sollte, sind Verstärkungsmaßnahmen in Betracht zu ziehen. 4.1 Variantenuntersuchung Es erfolgte zunächst eine Variantenuntersuchung. Folgende Verstärkungsmaßnahmen wurden betrachtet: • Kreuzverband • Querschnitts-Verstärkung mit Kreuzverband • Querschnitts-Verstärkung ohne Kreuzverband 4.1.1 Kreuzverband Zur seitlichen Stabilisierung der Bögen und Reduzierung der Mz-Momente können Kreuzverbände zwischen den Riegeln und Bögen angeordnet werden. Durch die Anordnung von Kreuzverbänden in allen Feldern ergibt sich ein erster Eigenwert von ~7,0 (statt 3,0 am unverstärkten System). Auskreuzungen nur in jedem zweiten Feld wurden ebenfalls untersucht. Es ergaben sich dadurch etwas günstigere Eigenwerte. In den nicht ausgesteiften Feldern verbleiben aber M z -Momente. Für die Aussteifung aller fünf Felder werden in Abb.-13 die Auslastungsanteile angegeben. Abb. 13: Auslastungsanteile el-pl mit Kreuzverband Der Anteil aus M z ist nahezu eliminiert. Dennoch reicht die Reduzierung des M z -Anteils allein nicht aus, um eine ausreichende Stabilität des Bogens nachzuweisen. 4.1.2 Weitere Varianten Es wurde weiter untersucht, ob eine Querschnittsverstärkung ergänzend zum Kreuzverband oder alleine ohne Kreuzverband sinnvoll ist. Die reine Querschnittsverstärkung ohne Kreuzverband führt zu sehr großen erforderlichen Lamellen, da die Aussteifung damit nicht gelöst wird. Als Querschnittsverstärkung ergänzend zum Kreuzverband wurde eine durchgehende Querschnittsverstärkung über den gesamten Bogen oder nur lokale Verstärkungen im Bereich der Hängeranschlüsse untersucht. Die durchgehende Querschnittsverstärkung führt zu hohem und unnötigen Materialverbrauch. Aus dem zusätzlich eingebrachten Gewicht der Lamellen resultieren zudem wieder größere Normalkräfte, die sich ungünstig auf den Stabilitätsnachweis und die Berechnung nach Theorie 2. Ordnung auswirken. Des Weiteren wurden lokale einseitige oder beidseitige Querschnittsverstärkungen untersucht. Durch einseitig aufgeschweißte Lamellen wird die Systemlinie des Bogens verschoben. Am Übergang zum verstärkten Querschnitt entsteht ein Versatz der Systemlinie. Bei den großen Normalkräften von rund 12.000 kN je Bogen resultiert aus dem geringen Versatz dennoch ein großes relevantes zusätzliches Biegemoment, was ebenfalls ungünstig auf den Stabilitätsnachweis wirkt. Das seitliche Aufschweißen zusätzlicher Lamellen auf die Stege ist nicht möglich. An der Außenseite des Bogen- Querschnittes befinden sich an den Hängeranschlüssen Revisionsöffnungen. Auf der Innenseite sind die Riegel zwischen den Bögen angeschlossen. Die ausgeführten Überlegungen führten letztlich zur Vorzugsvariante. 7. Brückenkolloquium - September 2026 365 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde 4.2 Vorzugsvariante Die zuvor durchgeführten Variantenuntersuchungen haben aufgezeigt, dass die Variante mit Versteifung mittels Kreuzverband (Abb. 14) und lokaler Verstärkung des Bogen-Querschnittes im Bereich der Hänger am Ober- und Untergurt (Abb. 15) die sinnvollste Variante darstellt. Abb. 14: Vorzugsvariante mit Kreuzverband zur seitlichen Stabilisierung Abb. 15: Vorzugsvariante mit aufgeschweißten Lamellen Die lokale Querschnittsverstärkung mittels aufgeschweißter Lamellen ist dabei abgestuft. Von außen nach innen wird die Lamelle von 3000 mm bis auf 5000-mm länger. Die beiden äußeren Verstärkungen werden in 20 mm Blechstärke und die inneren Lamellen in 25 mm Blechstärke vorgesehen. Die ausgearbeitete Vorzugsvariante ist in den Abb. 16, Abb. 17, Abb.-18 und Abb. 19 dargestellt. Abb. 16: Vorzugsvariante in der Draufsicht Abb. 17: Querschnitt des lokal verstärkten Bogens Abb.-18: Anschluss des Knotenblechs in der Draufsicht 366 7. Brückenkolloquium - September 2026 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Abb. 19: Anschluss des Knotenblechs im Schnitt 4.3 Korrosionsschutz Durch die geplante Verstärkungsmaßnahme an den stählernen Bögen wird es zwangsläufig zu Beschädigungen an der vorhandenen Korrosionsschutzbeschichtung kommen, welche im Zuge dieser Baumaßnahme wiederherzustellen sind. Gleichzeitig wird diese Maßnahme den Einsatz von Gerüsten und damit verbundene Verkehrseinschränkungen erforderlich machen, sodass auch eine (vollständige) Überarbeitung der bestehenden Korrosionsschutzbeschichtung der Bögen in Betracht zu ziehen ist. Aus diesem Grund wurden Schichtdickenmessungen durchgeführt. Für die Beurteilung des Korrosionsschutzsystems kommen zerstörende und nicht-zerstörende Untersuchungsmethoden zur Anwendung. Nicht-zerstörendes Untersuchungsverfahren: • Optische Beurteilung in Anlehnung an die DIN EN ISO 4628 • Schichtdickenmessungen (Gesamtschichtdicke, siehe Abb. 20) Zerstörendes Untersuchungsverfahren: • Gitterschnitt nach DIN EN ISO 2409, siehe Abb. 21 Da die geplanten Verstärkungsmaßnahmen zwangsläufig eine Beschädigung des Korrosionsschutzsystem nach sich ziehen, wurden die zerstörenden Untersuchungen in eben diesen Bereichen des Bogentragwerks durchgeführt. Die optische Beurteilung ergab einen grundsätzlich guten bzw. befriedigenden Zustand der Beschichtungsflächen. Lediglich im Bereich der Obergurte zeigten sich vermehrt Abblätterungen der Deckbeschichtung, ein stärkeres Auskreiden und mäßiger bis starker biologischer Bewuchs. Korrosionsschäden liegen noch keine vor. Die gemessenen Schichtdicken lagen im Bereich der planmäßig zu erwartenden Gesamtschichtstärke von 320-µm. In Teilbereichen war die letzte Deckbeschichtung abgelöst. An einigen Stellen war auch die Zwischenbeschichtung nicht mehr vorhanden. In diesen Bereichen wurden entsprechend geringere Gesamtschichtdicken ermittelt. Der planmäßige mehrschichtige Systemaufbau konnte dadurch nachvollzogen und als ursprünglich vorhanden bestätigt werden. Abb. 20: Schichtdickenmessung Abb. 21: Gitterschnitt 7. Brückenkolloquium - September 2026 367 Verstärkung der historischen Spreebrücke in Fürstenwalde Im Rahmen der geplanten Verstärkungsmaßnahme an den Bögen des Stahlüberbaus wird empfohlen, eine Teilerneuerung des Korrosionsschutzes durchzuführen. Die Teilerneuerung sollte folgenden Leistungsumfang haben: • Oberflächenvorbereitung: Vollflächiges „Sweep- Strahlen“ (Niederdruck-Granulat-Strahlen) der gesamten Stahlkonstruktion der Bögen und der Riegel (=> Ablösen aller nicht bzw. schlechthaftender Farbschichten) • Neubeschichtung: Auf bringen eines neuen Beschichtungssystems (320 μm) auf die Stahlkonstruktion der Bögen und Riegel 5. Fazit und Ausblick Die Spreebrücke in Fürstenwalde ist ein Zeugnis der Baukultur. Bereits bei der Errichtung mussten zahlreiche Herausforderungen bewältigt werden. Der Einsatz der Sonderkonstruktion mittels Zugband ermöglichte es trotz Materialknappheit und schwieriger Randbedingungen die verkehrlichen Anforderungen der oben und unten liegenden Verkehrswege zu erfüllen. Diese Sonderkonstruktion erfordert bei der statischen Bewertung ein hohes Maß an Fingerspitzengefühl, da schnell eine negative Einschätzung erzielt wird. Bei Anwendung aller Methoden, die die Nachrechnungsrichtlinie zulässt, zeigt sich jedoch, dass das Bauwerk auch weiterhin den Anforderungen gewachsen ist. Somit konnten an der Spreebrücke Fürstenwalde auch exemplarisch die erweiterten Möglichkeiten der BEM-ING Teil 2 [5] genutzt werden, die hier probeweise angewendet wurde. Insbesondere zeigt sich das Potential, dass die Brückennachrechnung zur Reduzierung des finanziellen Aufwands der Brückenerhaltung bietet. In den zukünftigen Jahrzehnten ist ein ressourcenschonender Umgang mit dem Bestand unbedingt erforderlich. Durch den Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg wird aktuell die Planung für die Verstärkung der Stahlkonstruktion und die Erhaltung der Brücke (Korrosionsschutz, Betonplatte) erstellt. Damit kann die historische Spreebrücke auch zukünftig erhalten bleiben und das Stadtbild von Fürstenwalde positiv prägen. Die gute Zusammenarbeit zwischen dem Landesbetrieb, den Planungsbeteiligten sowie dem Prüfingenieur sei an dieser Stelle hervorgehoben. Literatur [1] Wolfgang Wüstefeld: „Manchmal schlimm, immer schön,“ Verlag Die Furt, 2002. [2] Ausführungszeichnungen, Spreebrücke Fürstenwalde, Teilbauwerke A und B. 1959. [3] Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS): Richtlinie zur Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand. Ausgabe 05/ 2011 [4] Statische Berechnung des stählernen Stromüberbaus der Spreebrücke Fürstenwalde. Entwurfsbüro für Straßenwesen. 1956. [5] BEM-ING Teil 2: Regelungen und Richtlinien für die Berechnung und Bemessung von Ingenieurbauten - Nachrechnung von Straßenbrücken im Bestand (Nachrechnungsrichtlinie), ENTWURF, Stand 2024/ 05. 7. Brückenkolloquium - September 2026 369 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken Bericht einer Monitoringmaßnahme an der Emscherbrücke Ost Felix Reuen, M. Sc. Bergische Universität Wuppertal, Lehr- und Forschungsgebiet Stahlbau und Verbundkonstruktionen Prof. Dr.-Ing. Bernd Naujoks Bergische Universität Wuppertal, Lehr- und Forschungsgebiet Stahlbau und Verbundkonstruktionen Zusammenfassung Der Bewehrungsgehalt in den Fahrbahnplatten von Verbundbrücken ist mit Einführung der Eurocodes kontinuierlich gestiegen und liegt heute häufig bei knapp 300 kg/ m³, was ein Nachhaltigkeitsproblem darstellt. Maßgebend für diese Bewehrungsmenge sind die Mindestbewehrung und die Rissbreitenbegrenzung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit, die wesentlich auf die Schwinddehnungen des Betons zurückzuführen sind. Die Normen setzen dabei einen frei verformbaren Betonquerschnitt an und vernachlässigen die schwindbehindernde Wirkung von Bewehrung, Kopf bolzendübeln und Stahlobergurt, obwohl Untersuchungen eine Reduktion der Schwinddehnung um 30 bis 80 % belegen. Eine realitätsnähere Erfassung dieser Schwindbehinderung könnte die erforderliche Bewehrungsmenge deutlich verringern. Zur Überprüfung dieser These wird eine Monitoringmaßnahme durchgeführt, bei der die Betondehnungen mittels instrumentierter Bewehrungsstäbe und eines faseroptischen Messsystems erfasst werden. 1. Einführung Mit Einführung der Fachberichte und darauffolgend der Eurocodes ist der Bewehrungsgehalt in den Fahrbahnplatten von Verbundbrücken kontinuierlich gestiegen. Bei aktuellen Neubauprojekten liegt dieser häufig bei knapp 300kg/ m³ [1]. Daraus folgt für Verbundbrücken ein Wettbewerbsnachteil gegenüber Spannbetonbrücken. Darüber hinaus sind die Bewehrungsgehalte weder ressourcenschonend noch nachhaltig. Anforderungen an bewährte mechanische Ansätze zur Beschränkung der Rissbreiten wurden verschärft, ohne Berücksichtigung dieses immer wichtiger werdenden Aspektes. Die in der Fahrbahnplatte von Verbundbrücken erforderliche Bewehrung ergibt sich aus den Nachweisen im Grenzzustand der Tragfähigkeit (GZT) und im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZG). Entgegen der intuitiven Vermutung, dass die die Bewehrungsmenge maßgeblich bestimmenden Anforderungen aus der Tragfähigkeit resultieren, sind hier die Anforderungen der Mindestbewehrung und des Nachweises der Rissbreitenbegrenzung im GZG maßgebend. 2. Rissbreitenbegrenzende Bewehrung in Verbundbrücken Die zur Rissbreitenbegrenzung benötigte Bewehrung in Verbundbrücken ergibt sich aus zwei Anforderungen. Dies sind zum einen Anforderungen an die Mindestbewehrung nach DIN EN 1994-2 7.4.2 [2] und zum anderen an den Nachweis der Rissbreitenbegrenzung im GZG nach DIN EN 1994-2 7.4.3. Für den Verbundbrückenbau in Deutschland ist die maximale Rissbreite auf w k = 0,2-mm in der häufigen Bemessungssituation begrenzt [8]. 2.1 Mindestbewehrung Um die Breite der entstehenden Erstrisse zu begrenzen, ist eine Mindestbewehrung vorzusehen. Die erforderliche Bewehrung ergibt sich hierbei aus der in dem Betonquerschnitt entstehenden Zugkraft und der zulässigen Stahlspannung. A s = k s · k c · k · f ct,eff · A ct / σ s Die zulässige Stahlspannung σ s der Bewehrung ist zur Wahrung der maximalen Rissbreite in Abhängigkeit des Bewehrungsdurchmessers abzumindern. Die Reduktionsterme k s , k c und k sollen die Nachgiebigkeit des Verbundes, die Spannungsverteilung innerhalb der Betonplatte sowie die vorhandenen Eigenspannungen in der Betonplatte berücksichtigen. In Abbildung 1 ist für verschiedene Betongurtdicken in Abhängigkeit des Abstandes der Schwereachsen z 0 die erforderliche Mindestbewehrung für einen C35/ 45 dargestellt. Die Betonstahlspannung wurde entsprechend Tabelle 1 durch den rechnerischen Grenzdurchmesser f = f * · f ct,eff / f c,0 begrenzt. Die Mindestbewehrung ist nach Norm [2] in allen Querschnittsteilen einzulegen, die infolge von Schwindbeanspruchungen und/ oder äußeren Einwirkungen Zugspannungen erfahren. Dies gilt somit sowohl für die Stützbereiche von Durchlaufträgern als auch für die Feldbereiche, die infolge der Schwinddehnungen des Betons auch Zugspannungen erfahren [3], [4]. Die Mindestbe- 370 7. Brückenkolloquium - September 2026 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken wehrung ist somit in der Regel auf der gesamten Bauwerkslänge, unabhängig vom statischen System sowie den Spannungszuständen aus den weiteren Lasten, vorzusehen. Abb. 1: Mindestbewehrung für verschiedene Betongurtdicken Tab. 1: Zulässige Stahlspannungen in Abhängigkeit des Grenzdurchmessers und -abstandes [2] Stahlspannung σ s,grenz [N/ mm 2 ] Grenzdurchmesser f * [mm] Grenzabstand [mm] 160 25 200 200 16 150 240 12 100 280 8 50 2.2 Nachweis der Rissbreitenbegrenzung Zusätzlich zu der eingelegten Mindestbewehrung ist die in der Längsbewehrung auftretende Betonstahlspannung σ s infolge der häufigen Bemessungssituation im GZG auf einen vom Bewehrungsdurchmesser oder dem Stababstand abhängigen Grenzwert zu begrenzen. σ s setzt sich hierbei aus dem Anteil aus den äußeren Einwirkungen σ s,o und dem Anteil zur Berücksichtigung des Tension Stiffenings, also der Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen, Δσ s zusammen. Die Grenzspannung ergibt sich auch hier wieder für den Grenzdurchmesser f * nach Tabelle 1. σ s = σ s,o + Δσ s ≤ σ s,grenz Der zur Berücksichtigung des Tension Stiffenings von Hanswille [3] eingeführte Zusatzterm Δσ s kann für gängige Querschnittsabmessungen schnell 1/ 3 bis 1/ 2 der zulässigen Betonstahlspannung betragen [5]. 3. Schwinden 3.1 Grundlagen des Schwindens Unter dem Schwinden des Betons versteht man die lastunabhängige Volumenreduktion und damit einhergehende Verkleinerung beziehungsweise Verkürzung von Betonquerschnitten [6], [7]. Für die Volumenänderung ist während der Hydratation des Betons das Binden des Wassers im Zementgel, auch autogenes Schwinden genannt, verantwortlich. Beim anschließenden Trocknungsschwinden, bei dem es sich um einen sehr langsamen Diffusionsprozess handelt, verdunstet das chemisch nicht gebundene Wasser langsam und wird an die Umgebung abgegeben [8], [9]. Bis zum Erreichen des so genannten Endschwindmaßes, also dem rechnerischen Maximalwert, vergehen mehrere Jahre [9]. Die auftretenden Schwinddehnungen sowie die Geschwindigkeit der zeitlichen Entwicklung sind abhängig von der umgebenden Luftfeuchte, der Zementart sowie der wirksamen Bauteildicke h 0 = 2A c / u. In Abbildung 2 sind für ein Außenbauteil (RH = 80 %) in C35/ 45 die nach DIN EN 1992-1-1: 2025 [10] zu erwartenden Schwinddehnungen dargestellt. Abb. 2: Schwinddehnung für einen C35/ 45 gemäß dem aktuellen und kommenden Eurocode 2 3.2 Einfluss der Schwinddehnungen in Verbundbrücken Beim Gesamtquerschnittsverfahren wird der Einfluss des Schwindens wie auch des Kriechens über die Abminderungsfaktoren n L , welche abhängig von der Belastungsart und der Kriechzahl sind, durch eine E-Modul-Transformation des Betons berücksichtigt [4], [11], [12]. Die Schwindverkürzung des Betons verursacht sowohl Zugeigenspannungen im Beton selbst, als auch daraus resultierende Druckspannungen in der Betonstahlbewehrung [13]. Durch die Zugspannung in dem Beton (siehe A in Abbildung 3) steigt zwangsläufig auch die Rissanfälligkeit beziehungsweise die für das Entstehen des Erstrisses notwendige Risskraft in dem Betongurt nimmt ab [14]. Diese, auch als primäre Beanspruchung bezeichnete, Schwindnormalkraft verursacht infolge der Exzentrizität zum Schwerpunkt des Querschnittes noch eine zusätzliche Momentenbeanspruchung M Sh = N Sh · z ic,S , die auf den gesamten Querschnitt wirkt (vgl. B in Abbildung 3). In statisch unbestimmten Systemen verursacht diese sekundäre Beanspruchung Zwangsschnittgrößen, die wiederrum Spannungen am Gesamtquerschnitt erzeugen. Hingegen sind in statisch bestimmten Systemen ausschließlich die primären Beanspruchungen zu berücksichtigen, da sich hier keine Zwangsschnittgrößen einstellen können [4], [15]. 7. Brückenkolloquium - September 2026 371 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken Abb. 3: Primäre und sekundäre Beanspruchung am Verbundquerschnitt [4] Wie bereits eingangs erwähnt, ist die Mindestbewehrung in sämtlichen Querschnittsteilen vorzusehen, die Zugspannungen erfahren unabhängig davon, ob diese aus primären oder sekundären Zwangsbeanspruchungen oder äußeren Einwirkungen resultieren. Dies bedeutet, dass für sämtliche Brückenbauwerke, unabhängig vom statischen System, die Mindestbewehrung einzulegen ist. Nicht berücksichtigt werden hierbei die späteren Last- und Spannungszustände der Brücke. So ist offensichtlich, dass die infolge Schwindens auftretenden Zugspannungen in einem Einfeldträger infolge der weiteren Ausbaulasten (bspw. Fahrbahnbelag, Lärmschutzwand) und durch die auftretenden Verkehrslasten später bereichsweise überdrück und somit die Risse geschlossen werden. Bei Mehrfeldträgersystemen kann diese Aussage nicht pauschal getroffen werden. Infolge der Wechselwirkung zwischen den Feldern kann ein Auftreten von Zugspannungen in der Betonfahrbahnplatte, auch wenn hier die Ausbaulasten dem entgegenwirken, nicht ausgeschlossen werden. Je nach System kann man also sagen, dass die Mindestbewehrung im Wesentlichen auf die Schwinddehnungen des Betons zurückzuführen ist. Es ist jedoch zu hinterfragen, ob die normativ angesetzten Schwinddehnungen des Betons den in-situ auftretenden Dehnungen entsprechen. Hier könnte die Bewehrung wie auch die im Bereich der Hauptträger vorhandenen Kopf bolzendübel und der Stahlobergurt einen schwindreduzierenden Einfluss haben. Eine Reduktion der für die Berechnung anzusetzenden Schwinddehnung des Betons könnte die erforderliche Bewehrungsmenge in den Fahrbahnplatten von Verbundbrücken reduzieren. 4. Schwindbehinderung Die Berücksichtigung der im vorangegangenen Kapitel erläuterten Einflüsse des Schwindens auf Verbundbrücken erfolgt gemäß der Norm nicht unter Ansatz einer möglichen Schwindbehinderung infolge der Bewehrung innerhalb der Betonfahrbahnplatte oder der für den Verbund notwendigen Kopf bolzendübel. Es wird vielmehr von einem reinen, frei verformbaren Betonquerschnitt ausgegangen. Dies entspricht jedoch nicht dem wirklichen Materialverhalten der Verbundquerschnitte. Es konnte durch verschiedene Veröffentlichungen gezeigt werden, dass sowohl die Bewehrung als auch die Kopfbolzen einen Einfluss auf die Schwinddehnungen von Beton haben. 4.1 Einfluss der Stabstahlbewehrung Infolge des Verbundes zwischen dem Beton und der Stabstahlbewehrung kann der Beton nicht mehr frei schwinden, sondern ist verformungsbehindert. Die Schwindverkürzung des Betonträgers verursacht Druckspannungen in der Bewehrung und der Beton hält sich infolge der Verbundwirkung an dem Bewehrungsstab fest. Dieses Verhalten lässt sich mechanisch gut erklären und wurde in zahlreichen Publikationen bestätigt [16], [17], [18], [19]. Der Einfluss der Bewehrung auf die Schwindverformung nimmt innerhalb des Querschnittes linear mit der Entfernung zur betrachteten Stelle ab, bis dieser komplett entfällt und sich die freie Schwinddehnung einstellt [17]. Abb. 4: Schematische Darstellung der Spannungsverteilung innerhalb eines durch die Bewehrung schwindbehinderten Betonquerschnittes [18] Je nach Bewehrungsgehalt kann die Schwinddehnung des Betons um 30 bis 80 % reduziert werden [18], [20], [21]. Die beschränkte Schwinddehnung ε r eines Betonkörpers kann wie folgt berechnet werden [18]: Hierbei sind ε f die ungestörte Schwinddehnung, ρ der Bewehrungsgrad und E s beziehungsweise E c die E-Moduln des Bewehrungsstahls und des Betons. In Abbildung 5 ist für einen C35/ 45 für verschiedene Bauteilhöhen und Bewehrungsdurchmesser (obere und untere Lage) der Abminderungsbeiwert dargestellt. Die schwindbehindernden Eigenschaften der Bewehrung sind deutlich erkennbar. Für eine im Brückenbau gängige Fahrbahnplatte aus C35/ 45 mit 30cm Dicke und einer Bewehrung von oben und unten Ø20/ 15 (p ≈ 1,3 %) ergibt sich hiermit eine Reduktion auf knapp 93 % der freien Schwinddehnung. 372 7. Brückenkolloquium - September 2026 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken Abb. 5: Schwinddehnung für einen C35/ 45 unter Berücksichtigung der Schwindbehinderung 4.2 Einfluss der Kopfbolzen und des Baustahlobergurtes Neben der Stabstahlbewehrung hat auch der Baustahlobergurt sowie die zur Verbundsicherung verwendeten Kopf bolzendübel (KBD) einen Einfluss auf die Schwinddehnungen der Fahrbahnplatte. In Untersuchungen konnte gezeigt werden, dass das reine Stahlblech in Kombination mit den KBD die Dehnungen des Betons reduzieren kann [22], [23]. Hierbei spielt die Geometrie der KBD (Höhe, Durchmesser und Abstand) wie auch der Abstand des Betrachtungspunktes zum KBD eine Rolle. Mit größeren KBD und einer höheren Anzahl sinkt die Schwinddehnung des Betons. Analog gilt dies für den Abstand zum Kopf bolzendübel: Beton, der näher an dem KBD ist, schwindet weniger als Beton, der weiter entfernt ist. Jedoch steigt durch die schwindbehindernden Einflüsse der KBD das Risspotential des Betons [22]. Der Einfluss der Stahlplatte ist in der Schubspannung in der Kontaktfläche zwischen Stahl und Beton begründet. Infolge des Schwindens des Betons werden in die KBD Biegespannungen eingetragen und in den Baustahlquerschnitt Druckspannungen. In Abbildung 6 ist eine qualitative Darstellung der Spannungszustände in einem Betonquerschnitt mit Stahlplatte und KBD dargestellt. Um den Einfluss der Schwindbehinderung infolge der Stahlplatte und der KBD abzuschätzen, hat Hua auf Basis der Kapillarzugtheorie ein Modell entwickelt. In Versuchen konnte gezeigt werden, dass das Modell eine quantitative Prognose des Schwindverhaltens ermöglicht [23]. Abb. 6: Schematische Darstellung der Spannungsverteilung innerhalb eines durch Kopf bolzendübel und Stahlplatte schwindbehinderten Betonquerschnittes [23] 5. Monitoringmaßnahme Emscherbrücke Ost 5.1 Bauwerk Die Monitoringmaßnahme wird an der Emscherbrücke Ost in Recklinghausen durchgeführt. Hier wird im Zuge des 6-streifigen Ausbaus der A43 der so genannte Emscherbrückenzug erneuert. Es handelt sich hier um einen Brückenzug aus 3 Brücken, der Bahnbrücke (Stahlfachwerkbrücke) und der Emschersowie Kanalbrücke als Stahlverbundbrücken. Die Emscherbrücke ist eine 4-feldrige Brücke mit Feldlängen von 44m - 55m - 34m - 55m. Sie besteht aus zwei Hohlkästen mit 3516mm x 2515mm (BxH) und einer im Mittel 40cm starken Betonfahrbahnplatte. In Abbildung 7 und 9 sind die Längsansicht sowie der Regelquerschnitt (Feldbereich) dargestellt. Abb. 7: Längsansicht der Emscherbrücke 7. Brückenkolloquium - September 2026 373 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken 5.2 Durchführung Um die während des Schwindvorgangs entstehenden Betondehnungen zu erfassen, wird die Stahlbetonplatte der Emscherbrücke mit zwei unterschiedlichen Messsystemen ausgestattet. Zum einen werden in der Platte Bewehrungsstäbe mit aufgeklebten Dehnungsmessstreifen (BrotherBars) verlegt, zum anderen wird ein faseroptisches Messsystem (DFOS) eingebaut. Die BrotherBars (BB) bestehen aus Bewehrungsstäben (Ø20 mit L = 200cm), auf die in der Mitte drei radialverteilte DMS aufgeklebt sind (siehe Abbildung 8). Für jede BB wird aus den drei DMS ein Mittelwert gebildet, wodurch Effekte aus lokaler Biegung der BBs herausgerechnet werden können. An zwei Messstellen entlang der Brückenlängsachse (Stützbereich Achse 60 und in Feldmitte zwischen Achse 40 und 60) werden jeweils 6 BBs eingebaut. Es werden jeweils drei BBs in der oberen und drei in der unteren Lage der Längsbewehrung eingebaut. Einmal zwischen den Hauptträgern, über dem Hauptträger und im Kragarm, wie in Abbildung 9 mittels der grünen Punkte dargestellt. Zusätzlich werden an insgesamt sechs der BBs noch Temperatursensoren angebracht, um eine Temperaturkompensation der Messergebnisse vornehmen zu können. Die BBs sind mittels in der Fahrbahnplatte in Hüllrohren verlegter Kabel an dem im Hohlkasten befindlichen Messschrank angeschlossen. Die Messungen der Dehnungen und Temperaturen erfolgen alle 30 Minuten mit einer Messdauer von 5 Minuten. Aus den Messdaten wird dann, unter Ausschluss der obersten und untersten 5 % der Daten, der Mittelwert gebildet. Abb. 8: BrotherBar mit radial aufgeklebten DMS Abb. 9: Verteilung der BrotherBars im Brückenquerschnitt (Feldbereich) Abb. 10: Verteilung der DFOS-Messstränge im Brückenquerschnitt (Feldbereich) - Quelle: Firma FOLAB 374 7. Brückenkolloquium - September 2026 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken Abb. 11: Verteilung der DFOS-Messstränge in der Draufsicht - Quelle: Firma FOLAB Das faseroptische Messsystem wird von der Firma FOLAB 1 eingebaut. Innerhalb der Fahrbahnplatte werden, ausgehend von der Achse 60, mehrere Glasfaserstränge über den Brückenquerschnitt jeweils in der oberen und unteren Lage verteilt eingebaut. Als Sensorkabel werden EpsilonSensoren (Ø3mm mit Rippen) verwendet und bis auf die Stränge S09 und S10 verlaufen alle Stränge über die gesamte Brückenlänge (vergleiche Abbildung-11). Mittels der Glasfasertechnik ist es möglich, entlang der Brücke in 5 mm Intervallen die Betondehnungen zu messen und somit auch Risse eindeutig zu erkennen. Die Messungen erfolgen als Einzelmessungen nach Betonage der Fahrbahnplatte. Das genaue Messregime ist in Abschnitt 6 aufgeführt. 6. Ergebnisse & Fazit Da der Einbau der Messtechnik sowie die Betonage des Bauwerkes erst nach der Einreichungsfrist des Manuskriptes erfolgen, können an dieser Stelle keine Ergebnisse vorgestellt werden. Das fertige Manuskript steht allen Konferenzteilnehmenden nach der Tagung zum Download auf der virtuellen Tagungsplattform der TAE zur Verfügung. Literatur [1] B. Naujoks, „Baupraktische Umsetzung der Technischen Regeln am Beispiel von deri ausgeführten Stahlverbundbrücken“, gehalten auf der VDI-Wissensforum, 1. Dezember 2021. [2] Deutsches Institut für Normung e.V. (DIN), DIN EN 1994-2, DIN EN 1994-2: 2010, 2010. [3] G. Hanswille, „Zur Rissbreitenbegrenzung bei Verbundträgern“, Institut für konstruktiven Ingenieuerbau Ruhr-Universität Bochum, Bochum, 1986. [4] G. Hanswille, M. Bergmann, und M. Schäfer, Eurocode 4 DIN EN 1994-1-1 Bemessung und Konstruktion von Verbundtragwerken aus Stahl und Beton: Teil 1-1: Allgemeine Bemessungs- und Anwendungsregeln für den HochbauKommentar und Beispiele, 1. Auflage 2020. in Beuth Kommentar. Berlin: Ernst & Sohn, 2020. doi: 10.1002/ 9783433607602. [5] F. Kischkewitz, „Ein Beitrag zur wirtschaftlichen Bemessung von Balkenbrücken in Verbundbauweise“, Bergische Universität Wuppertal, 2024. 1 www.folab.de [6] J. Minnert und G. Wagenknecht, Verbundbau-Praxis: Berechnung und Konstruktion nach Eurocode 4, 2., Vollständig überarbeitete Auflage. in Bauwerk BBB (Bauwerk-Basis-Bibliothek). Berlin Wien Zürich: Beuth Verlag GmbH, 2013. [7] R. Breitenbücher, J. Penttilä, und C. Schulte- Schrepping, Reduzierung der Schwindverformungen des Straßenbetons durch den Einsatz neuartiger Schwindreduzierer. Fachverlag NW in der Carl Ed. Schünemann KG, 2019. Zugegriffen: 15. Januar 2026. [Online]. Verfügbar unter: https: / / bast.opus. hbz-nrw.de/ frontdoor/ index/ index/ docId/ 2132 [8] H. S. Müller, F. Acosta Urrea, und V. Kvitsel, „Modelle zur Vorhersage des Schwindens und Kriechens von Beton - Teil 2a: Kriechen - Grundlagen und Analyse des Kriechmodells in DIN EN 1992- 1-1: 2011“, Beton- und Stahlbetonbau, Bd. 116, Nr. 9, S. 660-676, 2021, doi: 10.1002/ best.202100050. [9] F. Dehn und U. Wiens, „Beton“, in Beton-Kalender 2025, John Wiley & Sons, Ltd, 2024, S. 649-830. doi: 10.1002/ 9783433611999.ch14. [10] Deutsches Institut für Normung e.V. (DIN), DIN EN 1992-1-1, DIN EN 1992-1-1: 2025, 2025. [11] R. Kindmann und G. Xia, „Erweiterung der Berechnungsverfahren für Verbundträger“, Stahlbau, Bd. 69, Nr. 3, S. 170-183, 2000, doi: 10.1002/ stab.200000590. [12] A. Iliopoulos, „Zur rechnerischen Berücksichtigung des Kriechens und Schwindens des Betons bei Verbundträgern“, Ruhr-Uniersität Bochum, Bochum, 2005. [Online]. Verfügbar unter: https: / / d-nb.info/ 975355465/ 34 [13] M. Empelmann und J. Cramer, „Modell zur Beschreibung der zeitabhängigen Rissbreitenentwicklung in Stahlbetonbauteilen“, Beton- und Stahlbetonbau, Bd. 114, Nr. 5, S. 327-336, 2019, doi: 10.1002/ best.201800109. [14] P. Schäffel, „Wirkungsweise schwindreduzierender Zusatzmittel und deren Einfluss auf wesentliche Eigenschaften von Beton“, in Betonverformungen beherrschen - Grundlagen für schadensfreie Bauwerke: 11. Symposium Baustoffe und Bauwerkserhaltung, Karlsruher Institut für Technologie, 12. März 2015, KIT Scientific Publishing, 2015. doi: 10.5445/ KSP/ 1000045626. 7. Brückenkolloquium - September 2026 375 VORB - Untersuchungen zur Optimierung der rissverteilenden Bewehrung in Verbundbrücken [15] A. Garg, Spannungszustände in Fahrbahnplatten weit gespannter Stahlverbundbrücken: Empfehlungen für die Herstellung der Ortbeton-Fahrbahnplatte von Talbrücken mit der Schalwagenmethode, 1. Aufl. in Dissertation/ Institut für Massivbau, Technische Universität Darmstadt, no. H. 11. Darmstadt: Inst. für Massivbau, 2006. [16] V. Gribniak, G. Kaklauskas, R. Kliukas, und R. Jakubovskis, „Shrinkage effect on short-term deformation behavior of reinforced concrete - When it should not be neglected“, Materials & Design, 2013, doi: 10.1016/ j.matdes.2013.05.028. [17] J. Zhang, V. C. Li, und C. Wu, „Influence of Reinforcing Bars on Shrinkage Stresses in Concrete Slabs“, Journal of Engineering Mechanics, 2000, doi: 10.1061/ (ASCE)0733-9399(2000)126: 12(1297). [18] L. Huang, J. Hua, M. Kang, und A. Zhang, „Influence of reinforcement configuration on the shrinkage and cracking potential of high-performance concrete“, Construction and Building Materials, 2017, doi: 10.1016/ j.conbuildmat.2017.02.074. [19] J. Hua, F. Zhou, L. Huang, Z. Chen, und A. Et., „Influence of Reinforcement Bars on Concrete Pore Structure and Compressive Strength“, Materials, 2020, doi: 10.3390/ ma13030658. [20] D.-Y. Yoo, J.-J. Park, S.-W. Kim, und Y.-S. Yoon, „Influence of reinforcing bar type on autogenous shrinkage stress and bond behavior of ultra high performance fiber reinforced concrete“, Cement and Concrete Composites, Bd. 48, S. 150-161, Apr. 2014, doi: 10.1016/ j.cemconcomp.2013.11.014. [21] M. Sule und K. van Breugel, „The effect of reinforcement on early-age cracking due to autogenous shrinkage and thermal effects“, Cement and Concrete Composites, Bd. 26, Nr. 5, S. 581-587, Juli 2004, doi: 10.1016/ S0958-9465(03)00078-7. [22] L. Huang, J. Hua, M. Kang, Q. Luo, und A. Et., „Influence of Steel Plates and Studs on Shrinkage Behavior and Cracking Potential of High-Performance Concrete“, Materials, 2019, doi: 10.3390/ ma12030342. [23] J. Hua, L. Huang, Q. Luo, Z. Chen, und A. Et., „Prediction on the shrinkage of concrete under the restraints of steel plates and studs based on the capillary tension theory“, Construction and Building Materials, 2020, doi: 10.1016/ j.conbuildmat.2020.119499. Künstliche Intelligenz 7. Brückenkolloquium - September 2026 379 Von Daten zu Entscheidungen - KI-gestützte Zustandsbewertung und Echtzeit-Monitoring für Brückenportfolios Vom reaktiven zum prädiktiven Brückenmonitoring - Ein Paradigmenwechsel im Erhaltungsmanagement Norman Diersch Die Autobahn GmbH des Bundes Yves Reuland irmos technologies AG Das Bauwerksmonitoring von Brücken wird heute überwiegend anlassbezogen eingesetzt. In den meisten Fällen erfolgt die Installation von Sensortechnik erst dann, wenn im Rahmen einer Bauwerksprüfung, einer vertieften Untersuchung oder einer statischen Nachrechnung bereits Auffälligkeiten oder Defizite festgestellt wurden. Das Monitoring dient anschließend dazu, den aktuellen Zustand des Bauwerks besser zu verstehen, Schadensentwicklungen zu beobachten, Parameter zu erhalten, um die statische Nachrechnung zu präzisieren oder bestehende Nutzungsbeschränkungen abzusichern. Dieses Vorgehen ist zwar fachlich etabliert und zielführend, verfolgt jedoch einen überwiegend reaktiven Ansatz. Die sensorgestützte Bauwerksdiagnostik beginnt erst, wenn bereits ein konkreter Handlungsbedarf erkannt wurde. Zu diesem Zeitpunkt haben sich Schäden bereits über Jahre entwickelt und die Handlungsspielräume im Rahmen eines Bauwerkerhaltungsmanagement sind für den Betreiber oftmals eingeschränkt. Vor dem Hintergrund eines alternden Brückenbestandes, weiterhin steigender Verkehrsbelastungen und begrenzter Haushaltsmittel stößt dieser Ansatz zunehmend an seine Grenzen. Für Betreiber großer Brückennetze wie die Autobahn GmbH des Bundes wird es daher immer wichtiger, Erhaltungsentscheidungen nicht nur auf die Bewertung des aktuellen Zustands zu stützen, sondern zukünftige Zustandsentwicklungen frühzeitig zu erkennen und vorherzusagen. Ein wesentlicher Schritt in diese Richtung ist der Übergang vom reaktiven zum prädiktiven Brückenmonitoring. Prädiktives Monitoring verfolgt das Ziel, kritische Entwicklungen bereits zu identifizieren, bevor sie im Rahmen regulärer Prüfungen sichtbar werden oder zu einer relevanten Verschlechterung der Zustandsnote führen. Im Mittelpunkt steht dabei nicht die Überwachung einzelner Schadensbilder, sondern das frühzeitige Erkennen von Veränderungen im Trag- und Strukturverhalten eines Bauwerks. Hierfür können dauerhaft installierte oder zeitweise eingesetzte Monitoringsysteme kontinuierlich Informationen über Verformungen, Schwingungsverhalten, Beanspruchungen, Temperatureinwirkungen oder Verkehrslasten erfassen. Durch die Verknüpfung dieser Daten mit historischen Zustandsdaten, Prüfergebnissen, Nachrechnungen sowie modernen Analyseverfahren und Methoden der Künstlichen Intelligenz entsteht die Möglichkeit, Zustandsentwicklungen über längere Zeiträume zu prognostizieren. Einen vielversprechenden Ansatz für die Weiterentwicklung des Brückenmonitorings in Richtung eines prädiktiven Erhaltungsmanagements verfolgt derzeit die Autobahn GmbH in der Niederlassung Rheinland mit der Firma irmos im Rahmen eines gemeinsamen Projektes. Im Gegensatz zu klassischen Monitoringkonzepten, die häufig auf die Beobachtung einzelner bekannter Schadensbereiche oder spezifischer Fragestellungen ausgerichtet sind, verfolgt dieser Ansatz das Ziel, die strukturelle Integrität eines Bauwerks ganzheitlich und über einen längeren Zeitraum zu erfassen. Die Grundidee besteht darin, das tatsächliche Verhalten einer Brücke unter realen Umgebungs- und Verkehrseinwirkungen kontinuierlich zu beobachten und daraus kennzeichnende Zustandsparameter abzuleiten. Hierzu werden unterschiedliche Sensortechnologien eingesetzt, die verschiedene Aspekte des Tragwerksverhaltens erfassen. Die gewonnenen Messdaten ermöglichen die Beschreibung dynamischer und statischer Bauwerksreaktionen sowie die Bewertung charakteristischer Kenngrößen des Tragverhaltens. Durch die kontinuierliche Beobachtung dieser Kenngrößen können Veränderungen im Strukturverhalten über die Zeit erkannt werden, die auf lokale Schäden, Materialdegradation, Ermüdungsprozesse oder andere Formen einer schleichenden Verschlechterung der Bausubstanz hinweisen. Der besondere Mehrwert dieses Ansatzes liegt darin, dass nicht primär einzelne Schäden detektiert werden sollen, sondern Veränderungen im strukturellen Gesamtsystem identifiziert werden. Jede Brücke besitzt gewissermaßen einen individuellen „strukturellen Fingerabdruck“, der ihr typisches Verhalten unter Belastung beschreibt. Verändert sich dieser Fingerabdruck im Zeitverlauf, kann 380 7. Brückenkolloquium - September 2026 Von Daten zu Entscheidungen - KI-gestützte Zustandsbewertung und Echtzeit-Monitoring für Brückenportfolios dies ein Hinweis darauf sein, dass sich die strukturelle Integrität des Bauwerks verändert hat. Solche Veränderungen können sowohl lokal auftreten, beispielsweise infolge von Rissbildungen, Schädigungen einzelner Tragglieder oder Lagerverschiebungen, als auch globale Auswirkungen auf das gesamte Tragwerk besitzen. In Verbindung mit bestehenden Bauwerksdaten, Ergebnissen aus Bauwerksprüfungen, statischen Nachweisen sowie zukünftigen KI-basierten Analyse- und Prognoseverfahren entsteht daraus eine wesentliche Grundlage für ein prädiktives Brückenmonitoring. Veränderungen im Tragverhalten können nicht nur erkannt, sondern langfristig auch hinsichtlich ihrer zukünftigen Entwicklung bewertet werden. Dadurch wird die Möglichkeit geschaffen, potenzielle Risiken bereits in einem frühen Stadium zu identifizieren und geeignete Maßnahmen einzuleiten, bevor sicherheitsrelevante Defizite oder erhebliche Einschränkungen der Nutzbarkeit auftreten. Für die Autobahn GmbH stellt dieser Ansatz einen wichtigen Zwischenschritt auf dem Weg zu einem datengetriebenen Structural Health Monitoring auf Netzwerkebene dar. Langfristig könnte aus der kontinuierlichen Beobachtung einzelner Bauwerke ein systematisches Verständnis über das Alterungs- und Schädigungsverhalten ganzer Brückenportfolios entstehen. Die daraus gewonnenen Erkenntnisse würden nicht nur die Bewertung einzelner Bauwerke verbessern, sondern auch die strategische Priorisierung von Erhaltungsmaßnahmen, die Investitionsplanung sowie die Entwicklung risikobasierter Erhaltungsstrategien unterstützen. 7. Brückenkolloquium - September 2026 381 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Einfluss der Temperaturschwankungen Dr.-Ing Yasser Alqasem Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Prof. Dr.-Ing. Markus König Ruhr Universität Bochum (RUB) Zusammenfassung Dieser Beitrag befasst sich mit der Erkennung von Schadensszenarien mithilfe von maschinellen Lernverfahren auf Basis künstlich erzeugter Messdaten. Besonderes Augenmerk liegt dabei auf der Analyse des Einflusses von Temperaturschwankungen auf die Zuverlässigkeit der Schadenserkennung mittels maschineller Lernverfahren. Darüber hinaus wird vorgestellt, inwiefern sich Schadensszenarien auf Grundlage einer Referenzmessung identifizieren lassen. 1. Einführung Ein Großteil der Brücken in Deutschland wurde in den 1970er- und 1980er-Jahren errichtet und in Betrieb genommen [1]. Aufgrund bestehender Defizite sowie der kontinuierlich zunehmenden Verkehrsbelastung, insbesondere durch den Schwerverkehr, ist bei einem wachsenden Anteil dieser Brücken das Ende der Nutzungsdauer erreicht. Zur Optimierung der Erhaltungsmaßnahmen und zur Verlängerung der Restnutzungsdauer gewinnen Bauwerksmonitoring (BM), datengetriebene Verfahren und Methoden der künstlichen Intelligenz zunehmend an Bedeutung. Der Begriff Bauwerksmonitoring (englisch: Structural Health Monitoring) wird im Rahmen dieses Beitrags in Anlehnung an den Entwurf der DIN 1076: 2024-02 verwendet [2]. Die Schadenserkennung mithilfe maschineller Lernverfahren hat sich in den vergangenen Jahren zu einem zentralen Forschungsgebiet im Brückenmonitoring entwickelt. Zahlreiche Studien konnten zeigen, dass Schäden anhand von Monitoringdaten unter definierten Randbedingungen erkannt werden können, sofern repräsentative Trainingsdaten verfügbar sind [3-7]. Während frühe Arbeiten überwiegend auf Laborversuchen mit definierten Schadensszenarien basierten, wurden diese Ansätze durch die Kombination von Messdaten und numerischen Modellen sowie durch die Berücksichtigung von Umwelt- und Betriebseinflüssen kontinuierlich weiterentwickelt [8]. Trotz dieser Fortschritte bestehen weiterhin wesentliche Herausforderungen hinsichtlich der Übertragbarkeit auf reale Bauwerke. Viele Forschungsarbeiten basieren auf Labor- oder Simulationsdaten, während reale Langzeitmessungen und dokumentierte Schadensfälle nur in begrenztem Umfang verfügbar sind. Zwar haben Pilotstudien, beispielsweise an der I-40-Brücke [9], der Z24- Brücke [10, 11], der Old-ADA-Brücke [12] sowie der Eisenbahnbrücke PK 075+317 [13], die Entwicklung von Methoden des Bauwerksmonitorings maßgeblich vorangetrieben, jedoch sind diese Datensätze häufig hinsichtlich der Messdauer, der Umwelteinflüsse oder der realen Verkehrsbeanspruchung eingeschränkt. In diesem Beitrag wird eine Methodik zur Identifizierung von Schadensszenarien mithilfe maschineller Lernverfahren auf Grundlage künstlich erzeugter Messdaten der intelligenten Brücke im Digitalen Testfeld Autobahn vorgestellt. Besonderes Augenmerk liegt dabei auf der Untersuchung des Einflusses von Temperaturschwankungen auf die Zuverlässigkeit der Schadenserkennung. Eine weitere Herausforderung besteht darin, dass bei realen Brücken häufig keine Referenzmessungen des ungeschädigten Zustands vorliegen [14, 15]. Um dieses Problem zu adressieren, wird in der vorliegenden Studie ein relativer Vergleich zwischen Messungen vor und nach der Schädigung unter unterschiedlichen Verkehrs- und Temperaturbeanspruchungen durchgeführt. 2. Bauwerksbeschreibung Im Rahmen des Themenschwerpunkts „Intelligente Brücke“ der Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt) wurde im Jahr 2015 das vom Bundesministerium für Verkehr (BMV) geförderte Reallabor „Intelligente Brücke im digitalen Testfeld Autobahn“ im Zuge der A9 zwischen Nürnberg und München eingerichtet [16]. Es handelt sich dabei um eine Spannbetonbrücke mit einem begehbaren einzelligen Hohlkastenquerschnitt, siehe Abb. 1 und Abb. 2. Die Brücke besteht aus vier Feldern und die einzelnen Spannweiten betragen 37,8 m, 45,0 m, 44,0 m, 29,0 m. Die Gesamtbreite des Überbaus beträgt 15,4 m zwischen den Geländern. Die maximale Querschnittshöhe beträgt 3,17 m [16]. 382 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Abb. 1: Schematische Darstellung der intelligenten Brücke im Digitalen Testfeld Autobahn [17] Abb. 2: Darstellung des Hohlkastenquerschnitts [17] Damit digitale Neuentwicklungen unter realen Bedingungen geprüft werden können, wurde das Bauwerk mit einer umfangreichen Messanlage ausgestattet. Diese wurde u. a. zur Untersuchung des Verkehrsaufkommens im Rahmen mehrerer Forschungsprojekte genutzt [17]. Im Rahmen des Forschungsprojektes „Erzeugung künstlicher Messdaten“ hat Ingenieurbüro Prof. Freundt künstliche Messdaten bei drei unterschiedlichen Schadensszenarien generiert. Für die Erzeugung der Daten wurde die Längsneigung an fünf Messquerschnitten ausgegeben. Auf Grundlage dieser Daten wird im Rahmen der vorliegenden Fallstudie die Frage der Erkennung von Schadensszenarien bei unterschiedlichen Verkehrs- und Temperaturbelastungen untersucht. 3. Datenaufbereitung Beim Monitoring ist die Auswertung der Daten besonders schwierig, wenn keine Referenzmessungen des Ausgangszustands bzw. Nullmessungen für bestehende Brücken vorliegen und Zustandsinformationen, die für das Monitoring relevant sind, fehlen. Um dennoch eine allgemeine Aussage über das globale Verhalten eines Bauwerks treffen zu können, ist es sinnvoll, Daten numerisch für verschiedene Szenarien zu erzeugen. Auf diese Weise kann das Verhalten vor und nach der Schädigung interpretiert werden. An einem numerischen Modell der intelligenten Brücke wurde das vierte Feld zwischen Achse 40 und 50 für die Erzeugung der künstlichen Messdaten ausgewählt, siehe Abb. 3. Es wurden fünf Messquerschnitte definiert, an denen die Längsneigung der Brücke gemessen wurde, siehe Abb. 4. Abb. 3: Exemplarische Darstellung des verwendeten Messkonzepts MQ1 bis MQ5 [17] Nach der realitätsnahen Abbildung der Temperatur- und Verkehrsbelastungen wurden die abgeleiteten Lasten dem FE-Modell zugewiesen, um die Bauwerksreaktion unter den nachgebildeten realen Verkehrs- und Temperaturlasten zu unterschiedlichen Schadensszenarien zu be- 7. Brückenkolloquium - September 2026 383 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren rechnen und als Messdaten auszugeben. Dabei sei darauf hingewiesen, dass die künstlichen Messdaten infolge Temperaturbelastungen durch die Auswirkung einzelner Temperaturanteile (ΔT N , ΔT MY , ΔT MZ ) ausgegeben und überlagert wurden, siehe Freundt [17], S. 42. Über den Zeitraum vom 01.01.2018 bis 09.07.2018 wurden Daten des ungeschädigten Zustands erzeugt, ab dem 09.07.2018 bis 06.08.2018, insgesamt 28 Tage, wurden Daten für die Schadensszenarien erzeugt. Abb. 4: Schematische Darstellung des Regelquerschnitts mit dem Neigungssensor [17] Die Daten aus dem ungeschädigten Zustand werden als S0 bezeichnet. Die Schadensszenarien werden mit S1, S2 und S3 bezeichnet. Das Szenario S1 stellt eine örtlich begrenzte, allmählich zunehmende Schädigung des Bauwerks dar. In der Realität kann dies z. B. eine Korrosion des Betonstahls sein. Diese Schädigung wurde durch die allmähliche Verringerung des E-Moduls bis 30 % verursacht. Das Szenario S2 stellt einen lokal plötzlich eintretenden Schaden dar. Dies kann in der Realität z. B. als plötzlich eintretender Bruch eines Spanngliedes betrachtet werden. Der Schaden wurde durch die Verringerung des E-Moduls um 50 % an der betrachteten Stelle abgebildet. Das Szenario S3 stellt einen global schleichend eintretenden Schaden dar. Dies kann in der Realität z. B. als Blockierung eines Lagers verstanden werden. Die Lagerbedingungen wurden in dem FE-Modell allmählich geändert. Die Verschiebung der Brücke in Längsrichtung wurde ausgehend von der freien Bewegung des Überbaus in eine durch eine Feder behinderte Bewegung umgewandelt, siehe Abb. 5. Weitere Informationen zum Messkonzept und zu der Datenerhebung der Schadensszenarien sind dem Bericht [17] zu entnehmen. Abb. 5: schematische Darstellung der Schadensszenarien, in Anlehnung an [17] 4. Untersuchungskonzept In diesem Abschnitt wird die Vorgehensweise zur Untersuchung des Einflusses der Temperaturschwankungen auf die Erkennung der Schadensszenarien vorgestellt. Zur Untersuchung des Einflusses von Temperaturschwankungen auf die Genauigkeit der Schadenserkennung werden die Daten aus dem FE-Modell in zwei aufeinanderfolgenden Schritten ausgewertet. Zunächst werden ausschließlich die durch Verkehrslasten verursachten Neigungszeitverläufe betrachtet. Anschließend werden zusätzlich die Auswirkungen der Temperaturbelastungen berücksichtigt. Beide Auswertungen erfolgen für den ungeschädigten Zustand sowie für sämtliche Schadensszenarien und jeden Messquerschnitt. Die resultierenden Zeitreihen werden zunächst einer Plausibilitätskontrolle unterzogen. Anschließend werden daraus mithilfe statistischer Verfahren und Methoden der Signalverarbeitung iterativ geeignete Schadensindikatoren abgeleitet. Diese dienen als Eingangsgrößen für das Training und die Validierung der Lernmodelle. Auf dieser Grundlage wird die Genauigkeit der Modelle sowohl mit als auch ohne Berücksichtigung der Temperaturbelastungen bewertet und miteinander verglichen. Darüber hinaus wird untersucht, inwieweit Temperaturschwankungen die Zuverlässigkeit der Schadenserkennung beeinflussen und ob sich auf Basis von Referenzmessungen zukünftige Schadenszustände zuverlässig identifizieren lassen. 5. Ableitung von Indikatoren In diesem Abschnitt werden Schadensindikatoren vorgestellt. Nachdem die Daten zum Einlesen vorbereitet wurden, werden sie plausibilisiert und auf Vollständigkeit geprüft. Die Daten jedes Schadensszenarios und des zugehörigen ungeschädigten Zustands werden eingeordnet, um einzelne Schadensszenarien getrennt voneinander zu untersuchen. Aus den Neigungssignalen aller Messquerschnitte werden einheitlich Schadensindikatoren im Zeit- und Frequenzbereich abgeleitet. Diese werden einer Wichtigkeitsanalyse unterzogen, um die aussagekräftigsten Indikatoren für den weiteren Verarbeitungsprozess zu identifizieren. Abschließend erweisen sich für den betrachteten Zeitraum der erzeugten künstlichen Messdaten fünf Schadensindikatoren als geeignet: X rms (Quadratischer Mittelwert), X shapeFactor (Formfaktor), X peakValue (maximale Amplitude), X mean (Mittelwert) und X BandPower (Frequenzband-Leistung), siehe Tab. 1. Tab. 1: verwendete Schadensindikatoren Schadensindikator Formel Quadratischer Mittelwert Formfaktor Maximalwert Mittelwert Frequenzband- Leistung 384 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Abb. 6 zeigt den zeitlichen Verlauf der Längsneigung für die Zustände S0 und S1 im Messquerschnitt 3. Die daraus berechneten Schadensindikatoren sind in Abb. 7 dargestellt. Die Abbildungen dienen exemplarisch der Veranschaulichung der Datenverarbeitung, die in gleicher Weise für alle Messquerschnitte durchgeführt wurde. Abb. 6: Neigungsverlauf in Messquerschnitt 3 bezogen auf S0 und S1 Abb. 7: Scatterplot-Matrix der abgeleiteten Indikatoren Die Schadensindikatoren werden normiert, um eine einheitslose Verarbeitung mit maschinellem Lernen zu ermöglichen. Im nächsten Schritt werden die Daten in Lern- (70 %) und Testdatensätze (30 %) aufgeteilt. Für die Untersuchung kamen folgende maschinelle Lernmodelle zum Einsatz: Künstliche Neuronale Netze (ANN), Support Vector Machine (SVM) und Random Forest-Modell (RFM). Diese wurden iterativ an ausgewählten Daten optimiert. Im Rahmen der Untersuchung hat das SVM-Modell im Vergleich zu den anderen Lernmodellen schlechtere Ergebnisse erzielt, deswegen wurde dieses Modell in der Studie nicht weiter berücksichtigt. Ergebnisse der Lernalgorithmen sind im folgenden Abschnitt erläutert. 6. Ergebnisse 6.1 Erkennung der Schadensszenarien In diesem Abschnitt werden die Ergebnisse der mit den Schadensindikatoren trainierten Lernmodelle vorgestellt. Die Auswertung erfolgt in zwei Schritten. Zunächst werden die Ergebnisse der Lernmodelle betrachtet, die ausschließlich auf Verkehrslasten basieren. Anschließend werden die Ergebnisse unter zusätzlicher Berücksichtigung der Temperaturbelastungen analysiert. Für beide Belastungsszenarien werden die Lernmodelle hinsichtlich ihrer Erkennungsgenauigkeit bewertet und miteinander verglichen, um den Einfluss von Temperaturschwankungen auf die Zuverlässigkeit der Modelle zu untersuchen. Dabei wird die Gesamtgenauigkeit eines Modells gemäß Gl. 1 berechnet, um ein Gesamtbild über die Erkennungsrate des Modells zu erlangen, wobei T und F für (True und False) und P und N für (Positive und Negative) steht. [1] Abb. 8, Abb. 9 und Abb. 10 zeigen die Differenz der Genauigkeit zwischen den Modellen mit und ohne Berücksichtigung der Temperaturbelastungen (mit Temp. - ohne Temp.). Positive Werte bedeuten, dass durch die Berücksichtigung der Temperaturbelastungen eine bessere Genauigkeit erreicht werden kann. Die Abb. 8 für S1 und Abb. 9 für S2 zeigen, dass die Ergebnisse konzentriert in MQ4 verbessert werden können. Allerdings lässt sich bei den anderen Messquerschnitten (MQ1, MQ2, MQ3, MQ5) eine Verschlechterung darstellen. Die Differenz in MQ4 zeigt positive Werte bei beiden Lernmodellen. Die Berücksichtigung der Temperatur hat dabei die Erkennungsrate in MQ4 deutlich verbessert. Die Algorithmen RFM und ANN haben eine höhere Genauigkeit für S1 um jeweils 12,1 % bzw. 6,7 % und für S2 um jeweils 6,0 % bzw. 4,0 % erreicht. In Abb. 10 sind die Ergebnisse des Schadensszenarios S3 dargestellt. Es wird deutlich, dass die Temperatur einen lokalen positiven Einfluss auf die Erkennungsrate hat. In MQ3 lässt sich mit RFM eine maximale Verbesserung der Ergebnisse um 30,3 % erzielen. Abb. 8: Einfluss der Berücksichtigung von Temperaturbelastungen auf die Genauigkeit der Lernmodelle für das Schadensszenario S1 [%] 7. Brückenkolloquium - September 2026 385 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Abb. 9: Einfluss der Berücksichtigung von Temperaturbelastungen auf die Genauigkeit der Lernmodelle für das Schadensszenario S2 [%] Abb. 10: Einfluss der Berücksichtigung von Temperaturbelastungen auf die Genauigkeit der Lernmodelle für das Schadensszenario S3 [%] Die Untersuchung unter Berücksichtigung der Temperaturbelastungen zeigt, dass Temperaturschwankungen in einem einzelnen Messquerschnitt zu einer Verbesserung der Erkennungsgenauigkeit führen können. Dies deutet darauf hin, dass die Temperatur einen lokalen positiven Einfluss auf die Erkennungsrate haben kann. Global betrachtet führt die Berücksichtigung der Temperaturbelastungen jedoch überwiegend zu einer Verringerung der Erkennungsrate. Diese Aussage ist aufgrund des begrenzten betrachteten Zeitraums vom 09.07.2018 bis zum 07.08.2018, in dem ausschließlich Temperaturschwankungen zwischen Tag und Nacht während der Sommerperiode berücksichtigt wurden, nicht allgemeingültig. Insbesondere niedrigere Temperaturen und stärkere Temperaturgradienten, wie sie beispielsweise im Winter auftreten können, könnten die Schadenserkennung zusätzlich erschweren. Zur Untersuchung dieser Einflüsse sind Messdaten über einen Zeitraum von mindestens einem Jahr erforderlich. Die Ergebnisse zeigen weiterhin, dass die Sensorposition einen wesentlichen Einfluss auf die Schadenserkennung in Abhängigkeit von den Temperaturbedingungen hat. Für das globale Monitoring des Überbaus im betrachteten Feld liegt die optimale Position des Neigungssensors unter Berücksichtigung der Temperaturbelastungen bei etwa einem Drittel der Feldlänge zwischen Feldmitte und Widerlager. Für das globale Monitoring eines Lagers zeigen die Ergebnisse, dass die optimale Positionierung des Neigungssensors unabhängig von der Berücksichtigung der Temperaturbelastungen entweder unmittelbar am Widerlager oder in der Feldmitte liegt. 6.2 Erkennungsrate in Zusammenhang mit Temperaturbereichen In diesem Abschnitt wird diskutiert, bei welchen Temperaturbereichen die Erkennungsrate der Schadensszenarien optimal ist. In Abb. 11 werden die für die Erstellung der künstlichen Messdaten verwendeten Temperaturanteile dargestellt. Daraus ist ersichtlich, dass der konstante Temperaturanteil alle Temperaturbereiche abdeckt, da dieser der Bauwerksmitteltemperatur bzw. der Schwerpunkttemperatur entspricht und somit alle Temperaturschwankungen mit realen Variationen erfassen kann. Außerdem haben die Biegeanteile einen vernachlässigbaren Einfluss auf die globale Neigung des Bauwerks, wobei in den künstlich erzeugten Messdaten alle Temperaturanteile berücksichtigt wurden. Für Darstellungszwecke wird im Folgenden der konstante Anteil ΔT N verwendet. Abb. 11: Darstellung der für die Erstellung der künstlichen Messdaten verwendeten Temperaturanteile Um darzustellen, in welchen Temperaturbereichen Schäden besser erkannt werden können, wird im Folgenden der Mittelwert der Neigungsverläufe für das Schadensszenario S1 in MQ3 in Bezug auf den konstanten Temperaturanteil ΔT N berücksichtigt. Hierzu werden die Daten in drei Temperaturcluster eingeteilt: (ΔT N ≤5 °C, 5 ≤ΔT N ≤ 15 °C und ΔT N ≥ 15 °C). Darauf auf bauend wird das ANN-Modell mit 70 % der Daten antrainiert und mit 30-% der verbliebenen Daten für die Testphase eingesetzt. Abb. 12 bis Abb. 14 zeigen die Verteilung der betrachteten Temperaturbereiche in Form von Scatterplots (links) sowie die daraus resultierenden Konfusionsmatrizen des ANN-Modells (rechts). Die Ergebnisse der Testphase des ANN zeigen, dass die Zuverlässigkeit der Erkennung des Schadensszenarios S1 in MQ3 mit zunehmender Temperatur steigt, wie in der Reihenfolge der Abbildungen dargestellt. Dieses Ergebnis legt nahe, dass es möglich wäre, Lernmodelle für das Monitoring zu entwickeln, die gezielt für bestimmte Temperaturbereiche eingesetzt werden, da Schäden bei Tiefsttemperaturen verschleiert werden können. 386 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren -- Abb. 12: Scatterplot des Mittelwerts der Neigung in Zusammenhang mit dem konstanten Temperaturanteil (a) sowie Konfusionsmatrix des ANN-Modells (b) bei ΔT N < 5 °C -- Abb. 13: Scatterplot des Mittelwerts der Neigung in Zusammenhang mit dem konstanten Temperaturanteil (a) sowie Konfusionsmatrix des ANN-Modells (b) bei 5 ≤ ΔT N ≤ 15 °C -- Abb. 14: Scatterplot des Mittelwerts der Neigung in Zusammenhang mit dem konstanten Temperaturanteil (a) sowie Konfusionsmatrix des ANN-Modells (b) bei ΔT N > 15 °C. 6.3 Schadenserkennung auf Basis eines Vergleichszustands In diesem Abschnitt werden die Ergebnisse des Schadensszenarios S1 in MQ4 unter Berücksichtigung des gesamten Messzeitraums bei Verkehrs- und Temperaturbelastungen dargestellt. Ziel ist es, die Bedeutung eines Referenzzustands im Zusammenhang mit Temperaturschwankungen zu untersuchen Bei den zuvor dargestellten Ergebnissen wurden die gleichen Temperaturschwankungen sowie Verkehrsbelastungen sowohl für den geschädigten als auch für den ungeschädigten Zustand für die Schadenserkennung verwendet. In der Realität sind Daten der beiden Zustände unter gleichen Verkehrs- und Temperaturbelastungen nicht verfügbar. Deshalb wird in diesem Abschnitt die Realität etwas näher betrachtet. 7. Brückenkolloquium - September 2026 387 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Abb. 15: Darstellung des Lastzeitverlaufs der Neigung in MQ4 über den gesamten Messzeitraum für den ungeschädigten Zustand S0, blau, und den geschädigten Zustand S1, rot Es wird der reale Fall demonstriert, indem Neigungsverläufe des geschädigten Zustands S1 und des ungeschädigten Zustands S0 voneinander getrennt betrachtet werden. Daten vom 01.01.2018 bis 08.07.2018 repräsentieren den Zustand S0, während ab dem 09.07.2018 die allmähliche Schädigung S1 beginnt, siehe Abb. 15. Mit der Trennung des geschädigten von ungeschädigten Zustands werden die Temperatur- und Verkehrsvariationen des geschädigten Zustands (ab dem 09.07.2018) nicht mehr vollständig durch die Daten des Referenzzustands (01.01.2018 - 08.07.2018) repräsentiert, vgl. die Farben in der Abb. 15. Somit hat das Lernmodell die Aufgabe, auf Basis der 70 % Daten eine Aussage über die Schädigung zu treffen. Auf die Betrachtung weiterer Schadensszenarien wird verzichtet, da die grundsätzliche Vorgehensweise unabhängig vom betrachteten Schadensszenario angewendet werden kann. In Abb. 16 sind die Zustandsindikatoren im Zusammenhang mit dem konstanten Temperaturanteilen dargestellt. Daraus ist ersichtlich, dass die Daten für den ungeschädigten Zustand S0 und den geschädigten Zustand S1 unterschiedliche Trends aufweisen, was grundsätzlich die Erkennbarkeit der Schädigung bestätigt. Abb. 16: Darstellung der normierten Indikatoren in Zusammenhang mit dem konstanten Temperaturanteil ΔT N in °C 388 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren Aufgrund der großen Datenmenge ist es jedoch schwierig, genau abzugrenzen, in welchem Temperaturbereich die Schädigung schwer erkennbar ist. Daher werden die Zustandsindikatoren auf Basis der Ergebnisse im Abschnitt 6.2 nach ihrem konstanten Anteil ΔT N in zwei Cluster aufgeteilt. Im ersten Cluster werden die Indikatoren mit einer Temperatur ΔT N niedriger als 0 °C zusammengefasst. Dem zweiten Cluster werden die Indikatoren mit Temperaturen ΔT N höher als 0 °C zugeordnet. Diese Datencluster werden mit dem ANN-Modell evaluiert. Da ein unausgewogener Datensatz vorliegt, wird der Recall nach Gl. 2 als Bewertungsmaß verwendet, da er die Erkennungsrate der einzelnen Klassen beschreibt und gegenüber einer unausgewogenen Klassenverteilung aussagekräftiger ist als die Gesamtgenauigkeit. (2) Abb. 17 und Abb. 18 zeigen die Ergebnisse des ANN-Modells für die beiden Cluster, wobei 70 % der Daten für den Lernvorgang und 30 % für den Testvorgang verwendet wurden. Die Ergebnisse zeigen, dass der Recall für den ersten Cluster, der Temperaturen unter 0 °C umfasst, nur 23,7 % beträgt. Das bedeutet, dass auf Basis von Referenzmessungen bzw. des ungeschädigten Zustands bei niedrigen Temperaturen keine verlässliche Aussage über die Schädigung getroffen werden kann. Im Gegensatz dazu ergibt sich für den zweiten Cluster, der Temperaturen ab 0 °C umfasst, ein Recall von 90,1 %. Dies zeigt, dass bei Temperaturen ab 0 °C eine höhere Wahrscheinlichkeit zur Schadenserkennung auf Basis des ungeschädigten Zustands besteht.Darüber hinaus zeigt sich, dass ab einer Temperatur ΔT N von 7 °C eine nahezu 100-% Schadenserkennung möglich ist, siehe Abb. 19. Dabei sind die Ansprüche an das Lernmodell verschärft, indem nur 10 % der Daten von S1 für den Lernvorgang und 90-% Testdatensatz für den Testvorgang verwendet wurden. Abb. 17: Konfusionsmatrix des ANN-Modells und Recall für ΔT N ≤ 0 °C Abb. 18: Konfusionsmatrix des ANN-Modells und Recall für ΔT N > 0 °C Abb. 19: Konfusionsmatrix des ANN-Modells und Recall für ΔT N > 7 °C Die gewonnenen Ergebnisse zeigen, dass durch Referenzmessungen bei verschiedenen Verkehrs- und Temperaturbelastungen über einen längeren Zeitraum für ein Neubauwerk eine höhere Genauigkeit bei der Erkennung von Schäden im Rahmen eines globalen Monitorings erzielt werden kann, insbesondere wenn die Schadenserkennung bei Temperaturen ab etwa 0 °C erfolgt. Dabei ist darauf zu achten, dass der Ort des Sensors einen großen Einfluss auf die Aussagekraft der Schadenserkennung hat. Die Ergebnisse zeigen außerdem, dass die Verkehrszusammensetzung bei Langzeitmessungen im Vergleich zu den Temperaturschwankungen eine untergeordnete Rolle für die globale Schadenserkennung spielt, sobald sie im Lernmodell während der Lernphase berücksichtigt wird. Dies bedeutet, dass die Zuverlässigkeit eines Lernmodells für eine globale Aussage hauptsächlich von den Temperaturschwankungen abhängt. Darüber hinaus lässt sich basierend auf den gewonnenen Ergebnissen die Schlussfolgerung ziehen, dass die Genauigkeit bei der Lokalisierung von Schäden im Rahmen eines globalen Monitorings von der Temperatur abhängig sein kann. Für eine genauere Untersuchung sind weitere gezielte Untersuchungen erforderlich. 7. Brückenkolloquium - September 2026 389 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren 7. Zusammenfassung und Ausblick In diesem Beitrag wurde eine Vorgehensweise zur Erkennung von Schadensszenarien an der intelligenten Brücke im digitalen Testfeld Autobahn durch den Einsatz von Monitoringdaten und maschinellem Lernen erläutert. Das vorgestellte Vorgehen konzentriert sich auf künstlich erzeugte Messdaten unter Berücksichtigung von real gemessenen Verkehrs- und Temperaturbelastungen. • Die Ergebnisse zeigen, dass die Berücksichtigung von Temperaturbelastungen die Genauigkeit der Schadenserkennung in bestimmten Messquerschnitten verbessert. Trotz einer allgemeinen Verschlechterung der globalen Erkennungsrate haben Temperaturschwankungen lokal einen positiven Einfluss auf die Erkennungsrate. Diese Ergebnisse bestätigen die Literatur, die besagt, dass die Berücksichtigung der Temperaturschwankungen generell einen negativen Einfluss auf die Schadenserkennung haben, zeigen aber zugleich einen lokalen positiven Effekt von der Berücksichtigung der Temperaturschwankungen. • Die Ergebnisse legen nahe, dass Monitoringmaßnahmen im Sommer effektiver sein könnten, da die Wahrscheinlichkeit der Schadenserkennung höher ist. Dies ist auf die höhere Steifigkeit der Brücke bei niedrigen Temperaturen zurückzuführen, was die Erkennung von Schäden erschweren kann. Die erzielten Ergebnisse benötigen jedoch eine Validierung an einem realen Bauwerk, um die Auswirkungen der Umwelteinflüsse auf die Schadenserkennung zu bestätigen. • Trotz der starken Streuung der Daten durch Temperatur- und Verkehrsbelastungen ist es möglich, Schäden gut zu erkennen, indem Daten über längere Zeiträume mit maschinellem Lernen verarbeitet werden. Um die Streuung während der Lernphase zu berücksichtigen, sollten mindestens Daten über ein Jahr verwendet werden, um nicht nur Tages- und Nachtschwankungen zu erfassen, sondern auch saisonale Effekte zu berücksichtigen. • Aus den Ergebnissen lässt sich schlussfolgern, dass Schäden im Anfangsstadium sowie die Verkehrszusammensetzung im Rahmen eines globalen Monitorings im Vergleich zu Temperaturschwankungen eine untergeordnete Rolle spielen. Das bedeutet, dass Temperaturschwankungen den dominierenden Einfluss auf die Zuverlässigkeit der globalen Schadenserkennung besitzen. • Die plötzliche Verringerung der Steifigkeit, wie in S2, sowie eine lokal allmähliche Verringerung der Steifigkeit über einen großen Bereich des Bauwerks, wie in S1, lassen sich am besten in MQ4 erkennen, wenn die Temperatur berücksichtigt wird. Dieser Messquerschnitt liegt zwischen dem maximalen Feldmoment und dem Widerlager. Es kann festgestellt werden, dass die Platzierung von Neigungssensoren beim globalen Monitoring etwa ein Drittel der Feldlänge näher zum Widerlager am besten für die Erkennung globaler Schäden geeignet ist. Die Blockierung eines Lagers lässt sich im Gegensatz dazu am besten am Widerlager oder in der Feldmitte erkennen. Die gewonnenen Ergebnisse zeigen, dass eine stärkere Berücksichtigung von Temperaturschwankungen bei zukünftigen Monitoringmaßnahmen sinnvoll ist, um deren Einfluss auf die Schadenserkennung mit maschinellen Lernverfahren zu bewerten und die Zuverlässigkeit der Zustandsbewertung weiter zu verbessern. Hierzu können temperaturabhängige Lernmodelle auf Grundlage langfristiger Messdaten entwickelt werden, bei denen Zustandsindikatoren nach unterschiedlichen Temperaturbereichen getrennt und für die Zustandsbewertung genutzt werden. Darüber hinaus können Signalverarbeitungsverfahren zur Reduzierung temperaturbedingter Signalanteile sowie datengetriebene Methoden zur Modellierung der Abhängigkeiten zwischen Bauwerksverhalten und Temperatureinflüssen eingesetzt werden. Eine weitere Möglichkeit stellt die Fusion von Messdaten verschiedener Sensorpositionen dar, um eine zuverlässigere globale Bewertung des Bauwerkszustands zu ermöglichen. Diese Ansätze erfordern weiterführende Untersuchungen, insbesondere hinsichtlich der Übertragbarkeit auf reale Bauwerke. Literatur [1] Brückenstatistik (2026): BASt_Statistik_03-2026. In: Bundesanstalt für Straßenwesen- und Verkehrswesen. Online verfügbar unter: https: / / www.bast. de/ DE/ Publikationen/ Statistik/ Bruecken/ Brueckenstatistik.pdf? __blob=publicationFile [2] Entwurf DIN 1076: 2024-02, Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Überwachung und Prüfung. [3] Figueiredo, E., Park, G., Farrar, C.R., Worden, K., Figueiras, J. (2011) Machine learning algorithms for damage detection under operational and environmental variability. Structural Health Monitoring, 10 (6), 559-572. [4] Santos, A., Figueiredo, E., Silva, M., Sales, C.S., Costa, J. (2016) Machine learning algorithms for damage detection: Kernel-based approaches. Journal of Sound and Vibration, 363, 584-599. [5] Vitola, J., Pozo, F., Tibaduiza, D.A., Anaya, M. (2017) A Sensor Data Fusion System Based on k-Nearest Neighbor Pattern Classification for Structural Health Monitoring Applications. Sensors (Basel, Switzerland), 17 (2). [6] Zhang, Y., Miyamori, Y., Mikami, S., Saito, T. (2019) Vibration-based structural state identification by a 1-dimensional convolutional neural network. Computer-Aided Civil and Infrastructure Engineering, 34 (9), 822-839. [7] Abdeljaber, O., Avci, O., Kiranyaz, S., Gabbouj, M., Inman, D.J. (2017) Real-time vibration-based structural damage detection using one-dimensional convolutional neural networks. Journal of Sound and Vibration, 388, 154-170. [8] Svendsen, B.T., Øiseth, O., Frøseth, G.T., Rønnquist, A. (2023) A hybrid structural health monitoring approach for damage detection in steel bridges under simulated environmental conditions using 390 7. Brückenkolloquium - September 2026 Monitoringbasierte Schadenserkennung an Brücken mit maschinellen Lernverfahren numerical and experimental data. Structural Health Monitoring, 22 (1), 540-561. [9] Farrar, C.R., Baker, W.E., Bell, T.M., Cone, K.M., Darling, T.W., Duffey, T.A., Eklund, A., Migliori, A. (1994) Dynamic characterization and damage detection in the I-40 bridge over the Rio Grande. Los Alamos National Lab., NM (United States) LA- -12767-MS. [10] MAECK, J. and ROECK, G. de (2003) DESCRIP- TION OF Z24 BENCHMARK. Mechanical Systems and Signal Processing, 17 (1), 127-131. [11] Sony, S., Gamage, S., Sadhu, A., Samarabandu, J. (2022) Vibration-based multiclass damage detection and localization using long short-term memory networks. Structures, 35, 436-451. [12] Alazzawi, O. and Wang, D. (2022) A novel structural damage identification method based on the acceleration responses under ambient vibration and an optimized deep residual algorithm. Structural Health Monitoring, 21 (6), 2587-2617. [13] Cremona, C., Cury, A., Orcesi, A. (2012) Supervised learning algorithms for damage detection and long term bridge monitoring, in Bridge maintenance, safety, management, resilience and sustainability: Proceedings of the sixth International Conference on Bridge Maintenance, Safety and Management, Stresa, Lake Maggiore, Italy, 8-12 July 2012 (eds F. Biondini and D.M. Frangopol), CRC Press, Boca Raton, pp.-2144-2151. [14] Hindersmann, I., Puttkamer, L., Müller, M. (2024) Birth certificates of bridges - reference condition of new bridges. eJNDT, 29 (7). [15] Worden, K., Farrar, C. R., Manson, G., and Park, G. 2007. The fundamental axioms of structural health monitoring. Proc. R. Soc. A. 463, 2082, 1639-1664 [16] Dabringhaus, S., Neumann, S., Alqasem, Y., and Haardt, P. 2021. Intelligente Brücke: Living Labs und aktuelle Forschung. 7. Kolloquium Erhaltung von Bauwerken: Fachtagung zur Beurteilung, Instandhaltung und Instandsetzung von Bauwerken. expert verlag, Tübingen. [17] Ingenieurbüro Prof. Dr. U. Freundt. 2020. Erzeugung künstlicher Messdaten einer geschädigten Brücke. Fachveröffentlichung der Bundesanstalt für Straßenwesen, 30.09.2020 Verstärkung und Ertüchtigung 7. Brückenkolloquium - September 2026 393 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein Erfolgreiche Umsetzung einer vielfältigen Bauwerksmodernisierung Dr.-Ing. Karin Reißen, Daniel Brockmann, M. Sc., Dipl.-Ing. Hans Peter Doser Doser Kempen Krause Ingenieure GmbH, Aachen Dipl.-Ing. Steffen Böhm, Dipl.-Ing. Holger Klein, Dipl.-Ing. Thomas Runte KREBS+KIEFER Ingenieure GmbH, Darmstadt Dipl.-Ing. Helmut Kohlhauer LBM Diez, Diez Markus Sommer, B. Eng. LEONHARD WEISS GmbH & Co. KG, Langen Zusammenfassung Vor dem Hintergrund einer alternden Infrastruktur gewinnt die Verstärkung und grundhafte Instandsetzung von Brücken zunehmend an Bedeutung. Im Zuge der Brückenmodernisierung der Bundesfernstraßen bieten erfolgreich umgesetzte Projekte wertvolle Erfahrungswerte zur Beschleunigung und Optimierung der Planungs- und Ausführungsprozesse. Im Rahmen der umfangreichen Brückenmodernisierung der Lahntalbrücke auf der B42 bei Lahnstein wurden alle drei Teilbauwerke umfassend instandgesetzt. Bei dem fünffeldrigen TBW B mit Hohlkastenquerschnitt und Stützweiten von bis zu 80-m wurde der Konstruktionsbeton im Bereich des Endfelds der durchfeuchteten und chloridbelasteten, vorgespannten Bodenplatte bereichsweise komplett erneuert. Hierbei stellte insbesondere der teilweise gleichzeitig stattfindende Lagerwechsel und die Konzeptionierung des hierfür erforderlichen Traggerüsts mit Auf hängungen an der instandzusetzenden Bodenplatte besondere Herausforderungen dar. Das im Grundriss gekrümmte TBW C mit dem Querschnitt eines zweistegigen Plattenbalken wurde mit zusätzlicher externer, zentrisch angeordneter Vorspannung verstärkt. 1. Einführung 1.1 Veranlassung und Zielsetzung Die Bundestraße 42 ist als rechtsrheinische Verbindung zwischen Bonn, Koblenz und Wiesbaden von großer Bedeutung für das Bundesfernstraßennetz. Sie überquert mit der Lahntalbrücke bei Lahnstein (Abb.-1) die Wasserstraße Lahn, die Lahntalbahn, eine Landesstraße, den Lahnradweg und zwei Gemeindestraßen. Im Rahmen der regelmäßig durchgeführten Bauwerksprüfung wurde festgestellt, dass alle drei Teilbauwerke der Lahntalbrücke erhebliche Schäden an der Brückenkonstruktion und der Brückenausstattung aufwiesen. Daher wurde entschieden, das Bauwerk grundhaft instand zu setzen. Zudem sollte basierend auf der bis Ende 2018 durchgeführten Nachrechnung nach Nachrechnungsrichtlinie [1] das Ziellastniveau aller drei Teilbauwerke von BK-60 auf LM-1 nach DIN-Fachbericht 101 [1] hochgestuft werden. Zur Hochstufung der Bauwerke war für das TBW-C eine Verstärkung mittels zusätzlicher externer Vorspannung erforderlich. Die Teilbauwerke A und B konnten aufgrund ihrer Substanz und Bauart ohne weitere Verstärkung für die höhere Belastung nachgewiesen werden. Abb.-1: Lahntalbrücke Lahnstein (Quelle: LBM Diez) Für die Instandsetzung und Verstärkung wurde eine Bauzeit von etwa 2 Jahren unter halbseitiger Sperrung und insgesamt 7,5 Monaten erforderlicher Vollsperrung prognostiziert. Bei den umfangreichen Erkundungsarbeiten Ende 2019 zeigte sich, dass diese zunächst anvisierte Verkehrsführung über einen längeren Zeitraum und den damit verbundenen Risiken und Auswirkungen auf die Verkehrssituation in Lahnstein nicht zielführend gewesen wäre. Alternativ wurde daher die Durchführung der Maßnahme komplett unter Vollsperrung mit der Dauer von etwa einem Jahr als bestverträgliche Lösung ange- 394 7. Brückenkolloquium - September 2026 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein strebt. Hierfür wurde im Rahmen eines „Runden Tisches/ Sanierung Hochbrücke B 42“ unter Einbeziehung der Erfahrungen von LBM, Polizei, Ordnungsamt, ADAC, Feuerwehr, Rettungswesen und weiteren Trägern öffentlicher Belange ein großräumiges, ein nahräumiges und ein innerstädtisches Umleitungskonzept erarbeitet, welches sich während der Bauzeit als gute, praktikable Lösung dargestellt hatte. Um den Baufirmen einen Anreiz zur Optimierung der Bauzeit zu setzen, wurde ein besonderes Vergabeverfahren gewählt. Zusätzlich zum Wertungskriterium „Preis“ wurde die „Verkürzung der Verkehrsbeschränkung auf der B-42“ zum zweiten Wertungskriterium. Für eine maximale Verkürzung der Sperrung der B-42 von 60 Tagen wurde ein Wertungsvorteil von 20-% ausgelobt, welchen die ausführende Firma angeboten und schließlich auch umgesetzt hatte. Das Projekt beinhaltete eine Vielzahl besonderer Randbedingungen und simultaner planungs- und ausführungstechnischer Anforderungen. Die dafür entwickelten Lösungsansätze und Nachweisformate werden im vorliegenden Beitrag erläutert. Er stellt somit ein Praxisbeispiel für ein nachhaltiges und zeitoptimiertes Instandsetzungskonzept einer großen Spannbetonbrücke vor und zeigt exemplarisch die dafür erforderliche interdisziplinäre Zusammenarbeit auf. 1.2 Vorstellung des Bauwerks Die Lahntalbrücke der B-42 in Lahnstein besteht insgesamt aus fünf Teilbauwerken, davon drei Brücken und zwei anschließende Stützbauwerke. Das größte Teilbauwerk (TBW B) ist ca. 335-m lang und unterführt die Lahn. Sein fünffeldriger Überbau ist ein einzelliger, 4,31-m hoher Hohlkasten. Von ihm zweigen am Trennpfeiler auf der nördlichen Talseite die zwei weiteren Teilbauwerke TBW A (Auf-/ Abfahrt Rheintal) und TBW C (Abfahrt Lahntal) ab. Beides sind zweistegige Plattenbalkenbrücken. TBW-A besteht aus zwei Feldern und ist ca. 70-m lang, TBW-C besteht aus fünf Feldern und ist ca. 145-m lang. Alle drei Teilbauwerke sind längs und quer vorgespannt. Das Baujahr aller drei Teilbauwerke ist 1979. Abb.-2: Bauwerksskizze Lahntalbrücke Lahnstein mit drei TBW A, B und C 2. Instandsetzung 2.1 Übersicht Im Rahmen der umfangreichen Brückenmodernisierung wurden folgende Instandsetzungs- und Verstärkungsmaßnahmen geplant und umgesetzt: • An allen drei Teilbauwerken wurden die Kappen inkl. Fahrzeugrückhaltesystemen, Geländer, Schildmasten und Anpralldämpfern, die Entwässerung, die Fahrbahnen und Fahrbahnübergangskonstruktionen erneuert. An TBW B wurde im Zuge der ÜKO-Erneuerung auch die hintere Kammerwand am Widerlager (Achse-B5) erneuert. • Es wurden sämtliche Lager mit Ausnahme der insgesamt drei Festlager gewechselt. Die neuen Lager wurden für das Ziellastniveau LM-1 nach DIN-Fachbericht101 [2] ausgelegt. • Aufgrund eines Entwässerungsschadens mit hohem Chlorideintrag im ersten Feld des Hohlkastens von TBW B war eine Instandsetzung erforderlich. Die Bodenplatte des Hohlkastens wurde hierzu durch eine Kombination von Teil- und Vollaustauschbereichen umfassend instandgesetzt (Betonerneuerung und Bewehrungsergänzung). • An TBW C werden als Verstärkungsmaßnahme in Längsrichtung zwei externe Spannglieder pro Steg angeordnet. Ziel der Verstärkung ist es, die defizitären Nachweise der Nachrechnung zu erbringen und das Bauwerk wieder auf LM1 nach DIN-Fachbericht 101 einzustufen. Durch die großen Dimensionen der Lahntalbrücke mit ihren zwei Abfahrtsästen sowie die Vielzahl parallel durchzuführender Instandsetzungsmaßnahmen ergaben sich zahlreiche planerische und ausführungstechnische Besonderheiten. Im Folgenden werden einzelne aus Sicht der Autoren nennenswerte Details aufgezeigt. Technische Eckdaten des Instandsetzungsprojekts werden auch in [3] vorgestellt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 395 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein 2.2 Bewehrung in Nuten Aufgrund der beengten Platzverhältnisse und der eng verlegten Bestandsbewehrung wurde für die Erneuerung der ÜKO an den Achsen A5, B5, C5 sowie der Trennpfeilerachse A0/ B0/ C0 die Einbringung der jeweiligen ÜKO- Anschlussbewehrung in Nuten erforderlich (s.-Abb.-3). Hinweise zur Ausführung von Bewehrung in Nuten gibt die von der BASt herausgegebene Erfahrungssammlung zu Verstärkungen älterer Beton- und Spannbetonbrücken [4] sowie ZTV-ING Teil 3, Abschnitt 6 [5]. Die Herstellung der Nuten im Überbau erfolgt mittels HDW-Handlanze jeweils zwischen der vorhandenen Längsbewehrung. Positioniert wurden die Nuten nach örtlichem Erfordernis, abhängig von der Anordnung der ÜKO-Schlaufen und Traversenkästen. Besonderes Augenmerk war darauf zu legen, die Bestandsbewehrung (Querbewehrung und Vorspannung) nicht zu beschädigen. Die Oberflächen der Nuten wurden rau hergestellt, indem die Kuppen der groben Zuschlagkörner freigelegt wurden. Poren und Lunker wurden geöffnet und die Nuten gesäubert. Vor Einbringung der Bewehrungsergänzung wurde der Betonuntergrund vorgenässt. Schließlich erfolgte der Betonersatz mit einem Beton mit Größtkorn d g = 8-mm, Ausbreitmaßklasse F5, schwindarm (CEM III) gemäß ZTV-ING [5] Teil 3, Abschnitt 6. Abb.-3: Nuten zur Einbringung ÜKO-Anschlussbewehrung (Quelle: Doser Kempen Krause Ingenieure) 2.3 Gleichzeitigkeit Lagerwechsel und Instandsetzung Bodenplatte Beim Wechsel der Lager an Teilbauwerk-B musste planerisch sowie bei der Ausführung berücksichtigt werden, dass gleichzeitig die Instandsetzung der Bodenplatte im ersten Feld (zwischen Achse B0 und B1) erfolgte (vgl. Kap. 3). Durch beide Maßnahmen ergaben sich statisch relevante Systemveränderungen, deren Wechselwirkungen eine genaue Abstimmung des Bauablaufs erforderten. Gleichzeitig zur Bodenplatteninstandsetzung (Vollaustausch) sollten im Feld 1 durch den Lagerwechsel allenfalls positive Momente erzeugt werden, die beim Ablassen während der (Nach-)Erhärtung günstig wirkende Druckkräfte in der Bodenplatte erzeugen. Neben den Lagern an TBW-B wurden auch an TBW-A und TBW-C alle Lager mit Ausnahme der jeweiligen Festlager (Achse A0, B0 bzw. C0) gewechselt. Abhängig von der Höhe der neuen Lager und dem lokal vorhandenen vertikalen Spaltmaß zwischen Überbau und Pfeilerkopf bzw. Widerlagerbank wurden die Lagersockel erhalten, erneuert oder - im Fall zu geringer verbleibender Höhen - durch eine bewehrte Mörtelschicht ersetzt. Die bis zu 40-m hohen Pfeiler erforderten zudem ein aufwändiges Traggerüst, siehe dazu auch Kap. 3.3. 2.4 Anschlussbewehrung windbelastetes Verkehrsschild An Teilbauwerk-B befindet sich ein 6-m² großes und 5-m hohes Verkehrsschild, dessen Verankerung im Kappengesims relevante Kräfte und Momente aus Windbeanspruchung in Brückenlängsrichtung auf das Bauwerk überträgt. Für diesen Fall ist kein Ausführungsdetail in den Richtzeichnungen für Ingenieurbauwerke (RiZ- ING) [5] angegeben. Daher wurde hier eine ingenieurmäßige Bemessung der Mastverankerung mittels eines Stabwerksmodells zur Ermittlung der weiterzuleitenden Kräfte in der Kappe und der daraus erforderlichen zusätzlichen Bewehrung in den Kappen erforderlich. Die Ausführung erfolgte unter Zuhilfenahme zusätzlicher, diagonal angeordneter Bewehrung (Abb.-4). Abb.-4: Bewehrungsführung am Fußpunkt eines Verkehrsschilds mit Beanspruchung in Brückenlängsrichtung (Quelle: Doser Kempen Krause Ingenieure) 2.5 Geometrische Besonderheiten der ÜKO am Trennpfeiler Durch das Zusammentreffen dreier Teilbauwerke am Trennpfeiler (Achsen A0/ B0/ C0) ergab sich dort die Notwendigkeit einer speziell entworfenen, geometrisch angepassten Fahrbahnübergangskonstruktion (ÜKO, Abb.-5). Da sich am Trennpfeiler die Festlagerachsen aller drei Teilbauwerke befinden, sind die durch die ÜKO aufzunehmenden Dehnwege jedoch gering. 396 7. Brückenkolloquium - September 2026 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein Abb.-5: ÜKO am Trennpfeiler TBW A/ B/ C (Quelle: LEONHARD WEISS) 3. Bodenplatteninstandsetzung TBW B 3.1 Ausgangslage und Instandsetzungskonzept Die Bodenplatte im ersten Feld des Hohlkastens war infolge einer defekten Entwässerung stark durchfeuchtet und wies begünstigt durch den Streusalzeinsatz auf der Brückenoberseite eine hohe Chloridbelastung auf. Für die Sanierung wurde ein Instandsetzungskonzept erstellt, das auf der ZTV-ING [5] sowie der TR Instandhaltung [7] basiert und im Folgenden vorgestellt wird. Ursprünglich wurde von einem Vollaustausch der Bodenplatte in neun Bauabschnitten mit Längen von je 2,6- m ausgegangen, die nacheinander ausgeführt werden sollten. Zur Optimierung der Bauzeit wurde jedoch nach einer Beprobung an 56 Stellen die Tiefe des Betonabtrags in Abhängigkeit von der lokalen Chloridbelastung in einem detaillierten Bauphasenplan neu festgelegt. Hierdurch konnte der großflächig geplante Vollabtrag auf einen Teilabtrag mit unterschiedlichen Tiefen reduziert werden. Zudem wurde die Anzahl der Bauabschnitte von neun auf fünf reduziert, gleichzeitig jedoch die geometrische Komplexität der Instandsetzungsbereiche erhöht (Abb.-6). Da hinsichtlich der Dicke der Bodenplatte sowie der Betondeckung der oberen Bewehrung Abweichungen von den Bestandsplänen festgestellt wurden, wurde zusätzlich eine zerstörungsfreie Bestandsvermessung mittels Ultraschall-Sondierung durchgeführt. Die gemessenen Plattendicken und Betondeckungen wurden als Grundlage für die statischen Nachweise bzw. die Festlegung der bereichsweisen Instandsetzungstiefen verwendet. In den Bereichen, die aufgrund der gemessenen Chlorideindringtiefe ein Freilegen der oberen Bewehrung erforderten, wurde die Abtragstiefe so festgelegt, dass die vorhandene Bewehrung korrekt entrostet werden konnte. Außerdem musste hinter der Bewehrung mindestens das Dreifache des Größtkorns des Verfüllmaterials abgetragen werden, um einen korrekten Verbund zu gewährleisten. Für die einzelnen Bereiche der Bodenplatteninstandsetzung wurden in Abhängigkeit der Abtragstiefe unterschiedliche Werkstoffe verwendet. Bis zu einer Abstragstiefe von 80-mm wurde ein PCC-Betonersatzsystem verwendet, welches auch unter dynamischen Lasten, z.-B. Befahren des Überbaus, eingesetzt werden kann. So konnte ab Bauphase 3 bereits Verkehr auf dem Bauwerk stattfinden. In den Vollaustauschbereichen wurde Normalbeton mit einem Größtkorn von 16-mm eingesetzt. Maßgebend für den Übergang zur jeweils nächsten Bauphase war das Erreichen einer Druckfestigkeit von mind. 70-% der Nennfestigkeit. Die Bewehrung sollte möglichst erhalten bleiben. Bei einem Schädigungsgrad von mehr als 10-% der vorhandenen Bewehrung musste zusätzliche Bewehrung ergänzt werden. Zur Sicherstellung eines ausreichenden Verbunds wurden Nuten im angrenzenden Beton vorgesehen. Wo dies aus Platzgründen nicht möglich war, wurde die Bewehrung eingeklebt, wobei die vorhandene Bewehrung zuvor geortet werden musste, um eine Schädigung zu verhindern. Die Instandsetzung der Bodenplatte musste aufgrund der verkürzten Bauzeit parallel zum Lagerwechsel und anderen Arbeiten auf dem Bauwerk erfolgen. Während der ersten zwei Bauphasen, in denen u.-a. der Vollaustausch der Bodenplatte stattfand, wurden die zulässigen Lasten auf dem Bauwerk beschränkt. Auch zur Durchführung der Anhebe- und Absenkvorgänge für den Lagertausch wurden detaillierte zeitliche Abhängigkeiten definiert. Das maximale Anhebemaß beim Lagerwechsel wurde auf 5-mm statt der üblichen 10-mm festgelegt, um die Beanspruchung in der Bodenplatte zu minimieren. 7. Brückenkolloquium - September 2026 397 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein Abb.-6: Phasen der Bodenplatteninstandsetzung (Quelle: KREBS+KIEFER Ingenieure) 3.2 Nachweise im Bau- und Endzustand Durch die unterschiedlichen Breiten und Tiefen der Abtragsbereiche entstanden im Bauzustand verschiedene statische Systeme, die nicht durch die vorliegende Nachrechnung des Gesamtbauwerks abgedeckt sind. In Querrichtung wurde die Bodenplatte für die Teilabtragsbereiche als Einfeldträger mit örtlich reduziertem Querschnitt modelliert. Dabei wurde das Gewicht des Frischbetons bzw. Betonersatzes als Last angesetzt. Die Bauphasen wurden so festgelegt, dass die vorhandene Querbewehrung der Bodenplatte für alle Bauzustände auf Biegung nachgewiesen werden konnte. Vor und hinter den Vollabtragsbereichen musste die Querbewehrung für Querzugkräfte infolge der Umlenkung der Längsdruckkräfte nachgewiesen werden. Um die Druckkräfte in der Bodenplatte zu minimieren, wurde für die Bauphasen des Vollabtrags der Baustellenverkehr im Nachbarfeld auf ein Minimum beschränkt. Auch der Lagerwechsel durfte währenddessen nur an denjenigen Achsen erfolgen, deren Anhebung im ersten Feld Zug in der Bodenplatte erzeugt. Zudem musste sichergestellt sein, dass zum Zeitpunkt des Vollabtrags bereits die Ausbaulasten im ersten Feld vollständig aufgebracht sind, da diese statisch günstig berücksichtigt wurden. Im Endzustand wirken die vollausgetauschten Bereiche nur für neu aufgebrachte veränderliche Belastungen mit, da der bauzeitlich eingeprägte Dehnungszustand infolge der ständigen Lasten sich durch die Wiederverfüllung nicht rückgängig machen lässt. Daher musste für die ständigen Lastfälle der Gesamtquerschnitt ohne Ansatz der Vollaustauschbereiche nachgewiesen werden. Nach dem Strahlen der einzelnen Bereiche konnte der Zustand der vorhandenen Bewehrung in Augenschein genommen werden (Abb.-7). Die schlaffe Bewehrung war lokal geschädigt und musste wie oben beschrieben ergänzt werden. Abb.-7: Freigelegte Bewehrung in der Bodenplatte (Quelle: LEONHARD WEISS) Die Hüllrohre der Spannglieder wurden durch das HDW- Strahlen teilweise beschädigt. Dies ließ darauf schließen, dass sie lokal nicht vollständig verpresst gewesen waren bzw. der Verpressmörtel teils in losen Stücken vorgelegen hatte, die dem Strahldruck keinen ausreichenden Widerstand bieten konnten (Abb.-7). Durch die unbeabsichtigte, aber statisch auswirkungslose Freilegung der Spannlitzen ließ sich ihr Zustand optisch beurteilen. Da die Litzen teilweise geschädigt waren, wurden die statischen Nachweise unter Ansatz einer reduzierten Vorspannung nochmals geführt. Hieraus resultierte jedoch keine Notwendigkeit von Verstärkungsmaßnahmen. In der Umgebung der instandgesetzten Bereiche, vor allem im Bereich des Vollaustauschs, war Rissbildung in- 398 7. Brückenkolloquium - September 2026 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein folge Schwindens des neuen Betons und der äußeren Lasten nicht auszuschließen. In Längsrichtung wurden daher Verpressschläuche vorgesehen, sodass auftretende Risse nach Abklingen des Schwindens (ca. 6-Monate) verpresst werden konnten. In Querrichtung wurden aufgrund des geringen zur Verfügung stehenden Platzes keine Verpressschläuche angeordnet. 3.3 Traggerüstplanung für die Bodenplatteninstandsetzung Im Zuge der Botenplatteninstandsetzung stellte die Konzeptionierung des hierfür erforderlichen Traggerüsts mit Auf hängungen an der bereichsweise instandzusetzenden Bodenplatte eine besondere Herausforderung dar. Eine ursprünglich vorgesehene Durchankerung des Gerüsts bis in die Fahrbahnplatte musste aufgrund der verkürzten Bauzeit und des angepassten Bauablaufs verworfen werden, da der Fahrbahnbelag zum Zeitpunkt der Bodenplatteninstandsetzung schon ausgeführt war. Eine vollständige Ausführung als Standgerüst war aufgrund der örtlichen Topografie nicht wirtschaftlich möglich. Daher wurde das Gerüst als Kombination aus Standgerüst und Hängegerüst ausgeführt (Abb.-8). Die Auf hängung musste wegen des bereichsweise vollständigen Bodenplattenaustausches sehr nah an den Stegen erfolgen, ohne jedoch die dort liegenden Spannglieder zu beschädigen. Abb.-8: Ansicht Stand- und Hängegerüst TBW B und Pfeilereinrüstung (Quelle: LEONHARD WEISS) Das Gerüst war aufgrund der exponierten Lage wasserdicht auszuführen. Es hatte sowohl das Strahlwasser und das Strahlgut als auch die Mannlasten aus dem Betrieb aufzunehmen. Strahlgut und -wasser mussten zur Vermeidung von Anhäufungen umgehend entfernt werden. Eine Innenansicht des Gerüsts zeigt Abb.-9. Abb.-9: Innenansicht Gerüst (Quelle: -LEONHARD WEISS) Der Nachweis der stegnahen Traggerüst- und Arbeitsgerüstlasten wurde unter Ansatz der Bewehrung der Bodenplatte im stegnahen Bereich geführt. Als Tragmodell wurde eine Konsole gewählt. Die erforderliche Bewehrung musste ab der Lasteinleitung in der Bodenplatte verankert sein. Die Instandsetzung der Bereiche neben den Vollabtragsbereichen konnte daher erst nach Rückbau des Gerüsts erfolgen. 3.4 Besondere Herausforderungen bei der baulichen Umsetzung Aufgrund der spezifischen Anforderungen der Bodenplatteninstandsetzung ergab sich eine Vielzahl baulicher Herausforderungen, die durch angepasste Lösungen bewältigt werden konnten. Im Folgenden wird eine Auswahl vorgestellt: • Während der Bodenplatteninstandsetzung am TBW-B durften den Überbau aus statischen Gründen keine schweren Fahrzeuge queren. Der Bauablauf musste daran angepasst werden, ohne den Fertigstellungstermin zu verzögern. • Parallel zur Bodenplatteninstandsetzung wurde der Lagertausch an TBW-B vollzogen. Der Lagertausch durfte nur achsweise in enger Abstimmung mit den fertiggestellten instandgesetzten Bereichen der Bodenplatte erfolgen. Dies war mit einem hohen Koordinations- und Prüfungsaufwand (erforderliche Mindest-Betondruckfestigkeit) verbunden, damit der nächste Bauabschnitt der Bodenplatteninstandsetzung sowie des Lagertauschs erfolgen konnte. • Um die Verankerung des Traggerüsts in der Bodenplatte sicherzustellen, musste während der Standzeit des Gerüsts in einem Bereich um die Verankerungspunkte auf einen HDW-Abtrag verzichtet werden. Entsprechend musste die Lage der Verankerungspunkte auf die Planung der Instandsetzungsbereiche und -phasen sowie auch auf die Lage der Spannglieder abgestimmt werden. Zudem musste ein 10-cm breiter Streifen um die Lisenen der in der Bodenplatte verankerten Spannglieder von der Instandsetzung ausgenommen werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 399 Grundhafte Instandsetzung und Verstärkung der Lahntalbrücke bei Lahnstein • Die Logistik für die Schuttbeseitigung musste aufgrund der seitlichen Unzugänglichkeit des Arbeitsgerüsts und aufgrund einer Lastbegrenzung auf der Bodenplatte auf 1- kN/ m² von Hand erfolgen. Das Abbruchmaterial wurde händisch in 10 Liter-Eimern durch den Hohlkasten zum Trennpfeiler und von dort nach oben auf die Fahrbahnplatte transportiert, um schließlich über die anderen Teilbauwerke entsorgt zu werden. 4. Verstärkung mit externer Vorspannung TBW-C Das im Grundriss gekrümmte TBW-C ist ein zweistegiger Plattenbalken. Als Verstärkungsmaßnahme für das TBW- C zur Hochstufung in das Ziellastniveau LM1 nach DIN Fachbericht 101 [1] wurde eine externe Vorspannung ergänzt. Es wurden in Längsrichtung zwei externe Spannglieder pro Steg (Draht EX 66) angeordnet. Die Endverankerung der Längsspannglieder erfolgte über Beton-Ankerblöcke, die in Querrichtung mit Stabspanngliedern zusammengespannt wurden (Abb.-10). Bei der Festlegung der Lage der Querspannglieder wurden die vorhandene Bewehrung und die Längsspannglieder zuvor aufgemessen. Abb.-10: Endverankerung externe Spannglieder (Quelle: KREBS+KIEFER Ingenieure) Abb.-11: Zug- (links) und Druckkonsole (rechts) (Quelle: KREBS+KIEFER Ingenieure) Aufgrund der Krümmung des Überbaus wurden die Längsspannglieder über gelenkige Umlenkkonsolen geführt. Auf der Kurvenaußenseite wurden die Umlenkungen als Drucklager ausgeführt, auf der Kurveninnenseite entsprechend als Zuglager (Abb.-11). Der Höhenverlauf der Spannglieder ergab sich aus den durch die Bestandsvorspannung gegebenen geometrischen Randbedingungen. 5. Zusammenfassung und Ausblick Die grundhafte Instandsetzung der Lahntalbrücke bei Lahnstein, bestehend aus verschiedenen ineinandergreifenden Instandsetzungs- und Verstärkungsmaßnahmen, ist ein Erfolgsbeispiel für optimierte Brückenmodernisierung durch die Erarbeitung innovativer Konzepte. Das Projekt liefert wertvolle Praxisbeispiele für die simultane Durchführung von Instandsetzungsmaßnahmen wie Lagerwechsel, Kappenerneuerung und Bodenplatteninstandsetzung inklusive dafür erforderlicher Gerüstarbeiten sowie der Verstärkung mittels externer Vorspannung. Durch die vertrauensvolle und hervorragende Zusammenarbeit zwischen dem Landesbetrieb Mobilität, der Baufirma mit all Ihren Nachunternehmern, Planern, Prüfingenieuren, der Stadt Lahnstein und allen sonst von der Maßnahme betroffenen Trägern öffentlicher Belange konnte die angestrebte Bauzeitverkürzung um 60-Tage erreicht werden. Nach 10-Monaten Bauzeit konnte die B-42 am 04.11.2024 wieder für den Verkehr freigegeben werden. Die anschließenden Restleistungen hatten keine entscheidende Einschränkung bezüglich des Hauptverkehrsflusses und der innerstädtischen Situation zur Folge. Literatur [1] Nachrechnungsrichtlinie für Straßenbrücken, Ausgabe 05/ 2011 mit 1. Ergänzung 04/ 2015 [2] DIN Fachbericht 101: Einwirkungen auf Brücken; 2009 [3] Bundesministerium für Verkehr: Instandsetzung Lahntalbrücke (B42); erschienen in: Brücken und Tunnel der Bundesfernstraßen 2025 [4] Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt): Verstärkungen älterer Beton- und Spannbetonbrücken - Erfahrungssammlung; 2016 [5] Bundesministerium für Digitales und Verkehr: Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING); 2023 [6] Bundesministerium für Digitales und Verkehr: Richtzeichnungen für Ingenieurbauten (RiZ-ING); 2023 [7] Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt): Technische Regel Instandhaltung von Betonbauwerken (TR Instandhaltung); 2020 7. Brückenkolloquium - September 2026 401 Externe Vorspannung für die Talbrücke Wannebach Hebung des Tragpotenzials der hochbelasteten A45-Brücke bei Dortmund Dipl.-Ing. Kay Löffler DYWIDAG-Systems-International GmbH, Langenfeld (Rheinland) Zusammenfassung Im Zuge der hochbelasteten A45 (Sauerlandlinie) verbindet die Talbrücke Wannebach das Autobahnkreuz Dortmund- Süd mit dem Westhofener Kreuz. Durch die zentrale Lage im östlichen Ruhrgebiet wurden in den letzten Jahren durch das wachsende Verkehrsaufkommen sowie durch das höhere Transportgewicht steigende Anforderungen an das Bauwerk gestellt. Die Nachrechnung des Bauwerkes zeigte trotz des Alters das Potenzial durch eine vergleichsweise kostengünstige und nachhaltige Verstärkung u. a. durch externe Draht-, Litzen- und Stabspannsysteme die Nutzung des Bauwerkes bis zu einem zukünftigen Ersatzneubau sicher zu stellen. Das Verstärkungskonzept sieht die Anordnung von insgesamt zwölf zusätzlichen externen Längsspanngliedern mit einer Vorspannkraft von ca. 3534-kN vor. Die Verankerung der Längsvorspannung erfolgt über Ankerblöcke, die mittels insgesamt 240 Stabspanngliedern mit einer Vorspannkraft von jeweils ca. 633-kN aktiv gegen den Bestandssteg angespannt werden. Zur Kompensation eines im Rahmen der Nachrechnung festgestellten Querkraftdefizits werden in einem Bereich von ca. 6 m vor und hinter den Stützenachsen jeweils zehn vertikale Spanngliedpaare ebenfalls mit einer Vorspannkraft von max. 633-kN vorgesehen. Die insgesamt 960 beidseitig der Stege angeordneten Systeme leiten dabei die Kraft jeweils über einen Stahlträger in den Brückensteg ein. Ergänzend wird die auf Druck belastete Bodenplatte im stützennahen Bereich durch spezielle, externe Monolitzenspannglieder mit einem doppelten PE-Schutzmantel verstärkt. Durch die Flexibilität dieser Litzenspannglieder konnte der Einbau der Quervorspannung deutlich schneller erfolgen als bei der ursprünglich ausgeschriebenen Vorspannung mit Stabspanngliedern. Während der gesamten Ausführung der Verstärkungsmaßnahme stand die Brücke unter Verkehrsnutzung, so dass die Verkehrsströme im dichtbefahrenen Dortmunder Süden so weit wie möglich ungehindert fließen konnten. 1. Einleitung Die 8-feldrige, ca. 240- m lange Talbrücke Wannebach (Bild 1) ist Teil des ersten fertiggestellten Streckenabschnitts der A45 und wurde bereits 1963 in Betrieb genommen. Die zwei getrennten Überbauten bestehen jeweils aus schlanken, zweizelligen Hohlkästen mit einer Höhe von ca. 1,4-m. Im Rahmen einer Nachrechnung der Brücke wurden Defizite hinsichtlich der Längsvorspannung, des Schubs sowie lokale Tragfähigkeitsdefizite im Bereich der Bodenplatte festgestellt. Ziel der Verstärkungsmaßnahme ist aufgrund der besonderen Lage der Brücke die verlängerte Nutzung bis zur Umsetzung des geplanten Ersatzneubaus. 2. Längsvorspannung Die vergleichsweise niedrige Troghöhe, sowie die geschlossenen Zellen in Längsrichtung der Brücke, die keinen freien Durchgang durch den Brückentrog ermöglichen, stellten besondere Herausforderungen an den Einbau der Verstärkungssysteme. Die Planung sah die Installation von insgesamt zwölf Spanngliedsträngen mit einer Vorspannkraft von ca. 3534-kN vor. Jeweils paarweise an den Stegen der zweizelligen Hohlkästen montiert, verlaufen somit insgesamt acht Spannglieder innerhalb der beiden Tröge und insgesamt vier Spannglieder außerhalb der Brückentröge (Bild-2). Die Vorspannung erfolgt im Wesentlichen zentrisch. Bereits im Rahmen der Vorplanung wurde daher das werksmäßig vorgefertigte Draht EX Spannglied des Typs EX 72 [1,-2] vorgesehen. Aufgrund der herausfordernden Randbedingungen konnten somit wesentliche Montageschritte der Spanngliedfertigung vorverlagert und der eigentliche Einbauprozess deutlich optimiert und beschleunigt werden. Die aus insgesamt 72 Einzeldrähten mit einem Durchmesser von 7-mm bestehenden Zugglieder (Spannstahlgüte St 1570/ 1770) werden im Herstellwerk bereits auf Länge vorkonfektioniert, in ein kompaktes 90-mm PE- Hüllrohr eingezogen und mit Korrosionsschutzmasse verpresst. Die Kraftübertragung von den Zuggliedern erfolgt über Stauköpfe in einen Grundkörper (Bild- 3). Über Gewindeelemente werden die Kräfte dann auf die Ankerplatte abgesetzt. 402 7. Brückenkolloquium - September 2026 Externe Vorspannung für die Talbrücke Wannebach Abb. 1: A45 Talbrücke Wannebach Abb. 2: Außenliegendes SUSPA-Draht EX Spannglied Abb. 3: Ankerkopf SUSPA-Draht EX Durch die Verwendung dieser Gewindeelemente ist das System beliebig nachspannbar, kontrollierbar und kann insbesondere vor dem Hintergrund des perspektivisch anstehenden Ersatzneubaus auch wieder kontrolliert entspannt werden. Dies stellt einen wesentlichen Unterschied zu vergleichbaren Systemen auf Litzenbasis dar, bei denen der Verankerungskeil bei jedem Setzprozess oberflächliche Riefen (Keilbiss) auf dem Zugglied verursacht und somit die Flexibilität von Spannkraftänderungen deutlich einschränkt. Die Anlieferung der Systeme erfolgt auf Trommeln. Bei einer Brückenlänge von 240-m konnte dabei jeweils ein Spanngliedstrang auf einer Liefertrommel angeliefert werden. Eine Verwendung von Kopplungselementen war nicht erforderlich. Die Andienung der Trommeln erfolgte ausschließlich von unterhalb der Brücke, wobei das Spannglied mittels einer Winde direkt von der Liefertrommel über eine widerlagernahe Bodenöffnung in den Trog eingezogen wurde. Eine Einschränkung des Verkehrs aufgrund des Einbaus der Längsvorspannung konnte somit vermieden werden. Während des Einziehprozesses wird das Spannglied im Bereich der Stützquerträger sowie der hier vorhandenen Feldquerträger durch vorab hergestellte Kernbohrungen (Durchmesser ca. 160-mm) hindurchgeführt. Zur Sicherstellung einer Stützung des Spannglieds sowie zur kontrollierten Umlenkung des Spannglieds aufgrund geringfügig vorhandener Umlenkwinkel wurden in die Durchdringungen Kunststoffumlenkschalenpaare eingelegt. Die Umlenkung der außen am Steg angeordneten Spannglieder erfolgt über Umlenkelemente aus Stahl (Bild-4). Auch hier wurden in das gerade Aussparungsrohr der Umlenkung während der Montage Umlenkschalen aus Kunststoff eingelegt. Abb. 4: Umlenkelement des außenliegenden SUSPA- Draht EX Spannglieds (oben), Konsolen der Bodenplattenverstärkung (unten) Nach dem Einziehen der Spannglieder in den Trog erfolgte das Einfädeln der Enden in die Verankerungsbereiche der Ankerblöcke. Gespannt wird das Draht EX System mittels einer Kombination aus einer hochfesten Spannspindel sowie einem CFK-Hohlkolbenzylinder. Durch die zusätzliche Betonage von Ankerblöcken war im Projekt Wannebach ein ausreichender Spannraum vorhanden. Die Kombination aus einer hochfesten Spannspindel und einem Hohlkolbenzylinder ermöglicht im Gegensatz zu litzenbasierten Systemen das Spannen aller Zugglieder eines Spanngliedes auch unter beengten Platzverhältnissen, z. B. im Bereich eines Widerlagerganges. Durch die Vorverpressung des Spannglieds ab Werk konnte ein Verpressen mit auf über 100- °C zu erhitztendes Wachs und der Notwendigkeit hoher Injizierdrücke auf der Baustelle vermieden werden. Probleme z. B. durch Systemundichtigkeiten sind bei baustellenkonfektionierten Systemen nicht grundsätzlich auszuschließen. Vor dem Hintergrund eines für das Einbaupersonal, aber auch für die Umwelt sicheren Einbaus hat DYWIDAG daher bereits seit vielen Jahren den Fokus auf die Entwicklung werksmäßig vorgefertigter Systeme gesetzt. Der gesamte Einbau der Längsvorspannung konnte somit in weniger als acht Wochen abgeschlossen werden. 7. Brückenkolloquium - September 2026 403 Externe Vorspannung für die Talbrücke Wannebach 3. Ankerblockvorspannung mit verbundlosen Stabspanngliedern Die Krafteinleitung der Längsvorspannung in den Brückenüberbau erfolgt über insgesamt zwölf Ankerblockpaare, die beidseitig zu den Bestandsstegen angeordnet werden (Bild-5). Zur Aktivierung der Reibung werden die Ankerblöcke mit insgesamt zwanzig Stabspanngliedern je Ankerblockpaar aktiv gegen die Brückenstege angespannt. Die Planung sah die Verwendung eines Stabspanngliedes mit einem Durchmesser von 32-mm sowie einer Stahlgüte von St-950/ 1050 vor. Zum Einsatz gekommen sind insgesamt 240 Stück DYWIDAG Stabspannsysteme des Typs WS-32 [3,4]. Der Glattstab [5] mit einem an den Enden aufgerollten Feingewinde erfüllt die erhöhten Anforderungen an eine Wöhlerlinie Klasse 1. Diese Klasse überschreitet übliche europäischen Forderungen an die Ermüdungsresistenz von Stabstählen. Im Gegensatz zu gröberen Gewindeformen hat das bei diesem System verwendete Feingewinde eine Ganghöhe von ca. 3-mm. Dadurch wird der Spannkraftverlust bei der Kraftübertragung von der Spannpresse auf die Verankerung auf 0,7-mm begrenzt und eine wirtschaftliche Ausnutzung des Stabspannsystems auch bei kurzen Stablängen gewährleistet. Abb. 5: Ankerblock mit Stabspanngliedern Um eine spätere Kraftkontrolle sowie eine etwaige Nachspannbarkeit zu ermöglichen, wurden alle Spannsysteme verbundlos ausgeführt. Die ZTV-ING [6] gibt hierzu in Teil-3, Abschnitt 6, 4.3.4 (3) bzw. 5.3 (4) eine Spezifikation eines Korrosionsschutzsystems vor. Das DYWI- DAG Stabspannsystem verwendet entsprechend der Forderungen der ZTV-ING einen mit einem Butylkautschuk beschichteten Schrumpfschlauch, der zugleich fest anhaftend am Spannstahl als auch elastisch ist. Als mechanischer Schutz ist das System auf der freien Spanngliedlänge zusätzlich mit einem PE-Schutzrohr versehen. Ähnlich wie bei der Längsvorspannung erfolgt die Anlieferung des DYWIDAG Stabspanngliedes ebenfalls als werksmäßig vorkonfektioniertes System. Die Lastübertragung von der Verankerungsmutter auf den Ankerblock erfolgt über duktile, gemäß ZTV-ING beschichtete Ankerplatten aus Stahl. Im Projekt Wannebach wurde vor Abbau der Gerüste eine Kraftkontrolle der Stabspannglieder im Nachgang zur Montage der Längsvorspannung gefordert. Durch die verbundlose Ausführung konnte dieser Nachweis unkompliziert erbracht werden. Bei einer Ausführung der Systeme mit nachträglichem Verbund würden die Zeiträume der Erstvorspannung der Ankerblöcke bis zur Kraftkontrolle mit dann erst anschließendem Verpressen die Zeiträume der DIN 1045-3 i. d. R. deutlich überschreiten. 4. Vertikale Schubverstärkung mit externen Stabspanngliedern Im Rahmen der Nachrechnung wurden darüber hinaus Defizite in der Schubtragfähigkeit nahe der Stützenachsen festgestellt. Zur Kompensation dieser Defizite sieht die Planung die Anordnung von insgesamt 20 Spannstahlstabpaaren je Stützenachse vor. Ein Stabspannsystempaar ist in der Fahrbahnplatte verankert, verläuft dann beidseitig des jeweiligen Steges und ist unterhalb des Trogquerschnittes über einen Stahlträger gekoppelt (Bild 6). Abb. 6: Schubkraftverstärkung mit DYWIDAG Stabspanngliedern Verwendet wird hierbei das gleiche DYWIDAG Stabspannsystem basierend auf einem WS-32 (St-950/ 1050) Glattspannstahl mit Feingewinde, wie bei der Ankerblockvorspannung. Auch hier erfolgt der Korrosionsschutz über einen Schrumpfschlauch sowie ein PE- Schutzrohr. Die Vorspannung der Systeme erfolgt dabei jeweils paarweise von der Unterseite des Stahlträgers. In der Regel ist die Ausführung der Kernbohrungen in der Fahrbahn bzw. Bodenplatte immer mit gewissen Ausführungstoleranzen verbunden. Zudem hat sich in der Vergangenheit gezeigt, dass während des Spannvorgangs begrenzt noch eine Ausrichtung und Setzung der Stahlträger auftreten kann. Daher ist die Verwendung von Kugelbundmuttern sowohl am Festals auch am Spannanker zu empfehlen. Diese können geringfügige, unplanmäßige Winkelabweichungen aufnehmen, das System zentrieren und Biegemomente durch ungewollte Einspannmomente vermeiden. Das Spannen sollte zu einem Zeitpunkt geschehen, bei dem die Bauteilnische im Bereich der oberen Fahrbahnplatte noch unvergossen ist und eine freie Ausrichtung der Mutter noch gegeben ist. Kann dies z. B. aufgrund der Bauablaufes nicht gewährleistet werden, ist die Mutter des oberen Festankers entsprechend z.-B. mittels einer Haube und flexibler Korrosionsschutzmasse einzuhausen, bevor der Nischenverguss erfolgt. Insgesamt sind 960- Stück Stabspannsysteme mit einer Länge von ca. 1,8-m zum Einbau vorgesehen. Bis Juli 2026 wurde bereits die Hälfte davon eingebaut und gespannt. 404 7. Brückenkolloquium - September 2026 Externe Vorspannung für die Talbrücke Wannebach 5. Lokale Verstärkung der Bodenplatte durch Quervorspannung Ca. 6-m beidseits der Stützen und somit im Bereich der vertikalen Schubverstärkung zeigte im Rahmen der Nachrechnung auch die auf Längsdruck belastete Bodenplatte lokale Defizite. Hierzu wurde ursprünglich eine Quervorspannung durch jeweils oberhalb und unterhalb der Bodenplatte angeordnete Stabspannglieder vorgesehen. Die Verankerung erfolgt dabei ähnlich wie am Spannanker der vertikalen Schubverstärkung über Stahlkonsolen, welche die Spannkraft dann über ein Auflagerprofil in die Bodenplatte einleiten. Aufgrund der Spannstranglänge von ca. 11-m war vorgesehen, das Stabspannsystem zur besseren Einbaubarkeit mit Muffen zu koppeln. Im Rahmen der Ausführung wurde der Baufirma sowie dem Auftraggeber vorgeschlagen, abweichend von der ursprünglichen Planung ein externes SUSPA-Monolitzenspannsystem nach Z-13.3-135 [7] zu verwenden (Bild-7). Abb. 7: Verstärkung der Bodenplatte mit externer SUSPA- Monolitze Durch die Flexibilität der Litze kann das Zugglied deutlich einfacher körperlos gerollt und in der Länge vorkonfektioniert an den Einbauort verbracht und mit einfachen händischen Mitteln durch die Kernbohrungen der Stege eingefädelt bzw. unterhalb der Bodenplatte verlegt werden. Auf Kopplungen konnte somit verzichtet werden. Hinzu kommt, dass aufgrund der zweizelligen Hohlkästen das Spannglied auch durch die Kernbohrung im Mittelsteg hindurchgeführt werden muss. Da solche Bohrungen i.d.R. mit Ausführungstoleranzen verbunden sind, jedoch die ursprünglich vorgesehenen Stabspannglieder in keinem Fall Querpressungen erhalten sollte, liegt beim externen SUSPA-Monolitzen Spannverfahren der besondere Vorteil, dass durch den robusten doppelt extrudierten Monolitzenmantel der speziell für dieses Spannsystem verwendeten Monolitze und die Vorgaben der Zulassung auch das unplanmäßige Anliegen des Zuggliedes im Bereich von Durchführungen geregelt ist. Auch hier ist das Zugglied bereits werksmäßig mit dem Fett sowie dem doppelten PE-Schutzmantel versehen, so dass auf eine aufwendige Herstellung eines Korrosionsschutzes auf der freien Spanngliedlänge verzichtet werden kann. Bei der Ausführung der Bodenplattenverstärkung hat sich gezeigt, dass die beidseitig symmetrische Lasteinleitung von der Stahlkonsole über ein einzelnes Lagerprofil einer geringen Überarbeitung bedurfte, um die Stabilität der Lasteinleitung zu gewährleisten. Hierzu wurde durch den Planer in Abstimmung mit der Baufirma sowie dem Bauherrn ein weiterer Auflagerpunkt je Träger vorgesehen. 6. Zusammenfassung Das Verstärkungsprojekt der Talbrücke Wannebach ist ein Beispiel, wie durch eine enge Zusammenarbeit zwischen Bauherrn, Planer, Generalunternehmer und DY- WIDAG das vorhandene Potenzial einer vermeintlich gealterten Spannbetonbrücke durch Anordnung externer Vorspannsysteme wirtschaftlich und nachhaltig gehoben werden kann. Nach erfolgreichem Abschluss der Spannarbeiten für die Ankerblockvorspannung, der Längsvorspannung sowie der Quervorspannung im Bereich der Bodenplatte ist mit dem Abschluss der Arbeiten an der Schubverstärkung und somit dem Abschluss des Projektes in den kommenden Monaten zu rechnen. Literaturnachweis [1] ETA-07/ 0186 Europäische Technische Bewertung SUSPA-Draht EX, Externes Spannverfahren für das Vorspannen von Tragwerken mit 30 bis 84-Spannstahldrähten, DYWIDAG-Systems International GmbH. [2] Z-13.73-70186 Anwendungsregeln für das Spannverfahren SUSPA-Draht EX nach ETA-07/ 0186, DYWIDAG-Systems International GmbH. [3] ETA-05/ 0123 Europäische Technische Bewertung DYWIDAG-Stabspannverfahren, DYWIDAG-Systems International GmbH. [4] Z-13.73-50123 Anwendungsregeln für das Stabspannverfahren nach ETA-05/ 0123, DYWIDAG- Systems International GmbH. [5] Z-12.4-148 Spannstabstahl St- 950/ 1050 warmgewalzt, aus der Walzhitze wärmebehandelt, gereckt und angelassen -rund, glattmit Nenn-Durchmesser: 26,0-32,0 und 36,0-mm sowie mit Korrosionsschutzsystem für die Nenn-Durchmesser: 32,0 und 36,0-mm. [6] ZTV-ING Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten, Bundesministerium für Verkehr, 2026/ 01. [7] Z-13.3-135 Litzenspannverfahren zur externen Vorspannung von Tragwerken mittels Vorspannsystem SUSPA-Monolitze, DYWIDAG-Systems International GmbH. Digitale Bauwerksprüfung 7. Brückenkolloquium - September 2026 407 BIM ist kein 3D-Modell Initiativen und Hürden der Standardisierung für die BIM-basierte Bauwerksprüfung Simon Werz, M. Sc. WPM-Ingenieure GmbH, Neunkirchen-Heinitz Prof. Dr.-Ing. Martin Mertens Hochschule Bochum, Fachbereich Bau- und Umweltingenieurwesen Zusammenfassung BIM wird häufig auf das sichtbare 3D-Modell reduziert. Doch der eigentliche Wert liegt in den integrierten semantischen Informationen: als Grundlage für Kommunikation, Koordination und Entscheidungen entlang von Prozessketten. Ausgehend von BIM als Informations- und Prozesssystem wird gezeigt, wie die Methode im Bundesfernstraßenbau zunehmend vom Projektansatz zum Regelprozess wird. Gleichzeitig bleiben Rollen, Verantwortlichkeiten, Leistungsgrenzen und Vergütungsfragen vielfach offen. Nach der Bauphase kommt es häufig zu einem Bruch: Datenverluste, fehlende Schnittstellen und unklare Fortschreibungsprozesse erschweren den Übergang in Betrieb und Erhaltung. Als pragmatischer Einstieg wird die BIM-basierte Schadenserfassung in der Bauwerksprüfung betrachtet: Bestehende Prüfprozesse bleiben erhalten, während Schäden am IFC-Modell referenziert und über BCF kommuniziert werden können. Ziel ist es, Ansatzpunkte für offene, anschlussfähige Datenflüsse in der Erhaltung aufzuzeigen. 1. BIM ist kein 3D-Modell Der Mensch glaubt gerne das, was er sieht. Im Fall von Building Information Modeling sieht er das 3D-Modell. Ein typischer BIM-Viewer hat drei zentrale Bereiche. In der Mitte, im Fokus, thront das Modell: Ein digitales Bauwerk, drehbar, zoombar, scheinbar vollständig und aufgeräumt, offensichtlich beherrschbar. Es vermittelt Kontrolle, Übersicht und den Eindruck, das Wesentliche bereits verstanden zu haben. Abb. 1: Voller Fokus auf das 3D-Modell 408 7. Brückenkolloquium - September 2026 BIM ist kein 3D-Modell Dann sind da noch die Seitenränder. An den Rändern findet sich die Modellstruktur, abgebildet als visuell nüchterner Tree-View, in ihrer Struktur schwer nachzuvollziehen, aber leicht zu bedienen. Außerdem findet sich dort das, was BIM erst seine Daseinsberechtigung und nicht zuletzt auch einen Teil seines Namens verdankt: die (semantischen) Informationen. Randerscheinungen bleiben nicht gut im Gedächtnis. Die Informationen sind zweckmäßig in Textform dargestellt, nicht selten codiert und allein durch die Fülle, in der sie zuweilen vorliegen, schwer nachzuvollziehen. Doch im Bereich der Informationen findet die eigentliche Magie statt. Diese Informationen ermöglichen etwas für Projekte im Allgemeinen und Bauprojekte im Besonderen Essentielles: Sie bieten objektspezifische Fachdaten und ermöglichen Kommunikation entlang der Prozessketten. Dieser Aspekt ist der Kern von BIM. BIM ist ein organisiertes Informationssystem: eine Technologie- und Prozesswelt zur Erzeugung, Kommunikation und Analyse von Modellen [1, p. 14], getragen von Policies, Prozessen und Technologien [2, p. 2] und ausgelegt auf eine gemeinsame digitale Repräsentation, die als Entscheidungsgrundlage für Planung, Bau und Betrieb dient [3]. 3D-Modelle haben in der Baubranche schon immer auch eine kommunikative Funktion. Sie machen die Realisierung eines Bauvorhabens vorstellbar. Investoren, private Bauherren, öffentliche Baulastträger - sie alle erhalten anhand eines 3D-Modells einen Blick in die Zukunft, eine Entscheidungshilfe. Die Modelle zu erstellen war jedoch immer eine Zusatzaufgabe: ein Mehraufwand mit einem Anwendungsfall, der Visualisierung. Die Informationen steckten woanders, und nicht selten haben Projektbeteiligte verschiedener Gewerke unzureichende Informationen erhalten, was häufig zu Bauverzögerungen und erheblichem Mehraufwand führt. Die Vorteile eines Informationsmodells liegen auf der Hand. Als Beispiel soll der BIM-Use-Case zur Kollisionsprüfung dienen. Kollisionen sind Planungsmängel, die durch automatische Kollisionsprüfung frühzeitig erkannt und dadurch in der Bauphase vermieden werden können. In Modellen verschiedener Gewerke werden vorhandene widersprüchliche geometrische Informationen aufgedeckt und können noch während der Planungsphase korrigiert werden [4]. Das spart Zeit und Kosten und reduziert Folgefehler. Die Kommunikation zwischen den Gewerken wird gefördert, indem auf die Stellen des Bauwerks, an denen Kommunikationsbedarf besteht, automatisch hingewiesen wird. Überträgt man dies auf Kommunikationsmodelle, kann man von einer Entstörung der Kommunikation zwischen Sender und Empfänger sprechen. Mit Hilfe von BIM lassen sich Störungen in der Kommunikation erkennen und negative Folgen daraus verhindern [5]. Das stellt einen Mehrwert über den gesamten Lebenszyklus eines Bauwerks dar. BIM wird der bevorzugte Kommunikationskanal. Die Prozessdimension von BIM beschränkt sich dabei nicht auf einzelne Projekte, sie stellt eine Umstrukturierung des gesamten Lebenszyklus von Bauprojekten dar und wird zunehmend in Regelwerke, Auftraggeberanforderungen und öffentliche Beschaffungsprozesse übersetzt. 2. Die Methode wird zum Regelprozess Für die Autobahn GmbH und die Auftragsverwaltungen der Länder gibt es mit dem Masterplan BIM Bundesfernstraßen einen bundeseinheitlichen Rahmen für das digitale Planen, Bauen, Erhalten und Betreiben. Standardisierung ist ein erklärtes Ziel des Masterplans. Es „erfordert bundesweit einheitliche Rahmenbedingungen“ für die Baulastträger, „harmonisierte BIM-Standards für die Projektbearbeitung“ sowie „offene Schnittstellen“ [6, p. 14]. Als etablierte Schnittstellen werden IFC und OKS- TRA genannt. Abb. 2: Leverkusener Rheinbrücke Seit dem Allgemeinen Rundschreiben Straßenbau 05/ 26 vom 20.03.2026 hat der BIM-Regelprozess für die oben genannten Institutionen begonnen. Mit Beginn dieses Regelprozesses soll die BIM-Methode für das Planen und Bauen flächendeckend angewendet werden. Hierbei sollen zunächst modellbasierte Anwendungsfälle umgesetzt, gemeinsame Datenumgebungen genutzt und Auftraggeber-Informationsanforderungen herangezogen werden [7]. Je verbindlicher BIM eingeführt wird, desto deutlicher treten praktische Unschärfen hervor: Modelle, Anwendungsfälle und gemeinsame Datenumgebungen werden gefordert, während Rollen, Prozesse, Verantwortlichkeiten und Leistungsgrenzen vielerorts noch geklärt werden müssen. Besonders greif bar wird diese Lücke am Beispiel der HOAI. Nach der aktuellen HOAI-Systematik lässt sich ein Modell zwar als Lieferobjekt beschreiben. Die BIM-Methode umfasst jedoch Prozessleistungen wie Koordination, Modellprüfung, Qualitätssicherung, Datenpflege, Übergabe und die Arbeit in gemeinsamen Datenumgebungen. Solange diese nicht klar beschrieben und honorarseitig standardisiert sind, werden pauschale BIM-Anforderungen zum Kalkulationsrisiko für Planungsbüros und zum Vergaberisiko für ausschreibende Institutionen. Diese Einordnung bleibt auch mit Blick auf die laufende HOAI-Novellierung relevant, die Mitte 2026 fortgesetzt werden soll und bis zum Herbst 2026 umgesetzt sein könnte [8]. Ein Sachverständigengutachten aus 2025 sieht 7. Brückenkolloquium - September 2026 409 BIM ist kein 3D-Modell jedoch derzeit keinen BIM-Regelprozess vor. Leistungsanforderungen und Vergütung sollen für BIM-Projekte weiterhin projektspezifisch vereinbart werden [9, p. 12]. Trotz dieser offenen Fragen werden zunehmend Bauprojekte auf Basis der BIM-Methode ausgeschrieben, geplant, gebaut und abgeschlossen. 3. Der Bruch nach der Bauphase Doch nach Abschluss der Bauphase kommt es häufig zu einem Bruch. Trotz des klaren Zielbilds, BIM über den gesamten Lebenszyklus als zentrale Technologie der Erhaltung zu nutzen, ist die Bauabnahme oft das Ende der aktiven BIM-Nutzung. Es fehlen Schnittstellen, Prozesse und Rollen. Das ist kein rein technisches Problem: Es entsteht, wenn Betriebsziele nicht frühzeitig in Informationsanforderungen, Verantwortlichkeiten und Fortschreibungsprozesse übersetzt werden und das Modell damit nach der Abnahme keinen operativen Besitzer mehr hat. Der bevorzugte Kommunikationskanal reißt ab. Im März 2023 hat die Geschäftsstelle BIM für Bundesbau im Rahmen ihrer Umsetzungsstrategie BIM für Bundesbauten festgestellt, dass im Status quo häufig Datenverluste beim Übergang zur Betriebsphase auftreten und ein standardisierter Prozess für den modellbasierten Datenaustausch noch erarbeitet werden muss. Es werden also weiterhin 2D-CAD-Dateien und Excel-Datenerfassungstabellen übergeben [10, p. 11]. Im Bereich der Bundesfernstraßen ist das Bild ähnlich. BIM im Bestand der Straßenbauverwaltung lässt sich nicht flächendeckend umsetzen, wenn es weder Standards noch bezahlbare Workflows gibt. Der Masterplan fordert neben den Daten aus der Planungs- und Bauphase (Kosten, Termine, Baustoffe, Hersteller) auch aktuelle Daten aus dem Betrieb (Prüf berichte und Schadensdokumentationen) [6, p. 8]. Betrieb und Erhaltung werden jedoch als Zukunftsbild bezeichnet. Dieses umfasst auch die „Vernetzung von Echtzeitdaten, modellbasierter Simulationen, Prognosen“ und weitere „komplexe Zukunftsthemen“ [6, p. 10]. Die Dynamik und Aktualität der Daten nehmen einen hohen Stellenwert ein. Die Arbeit an der Realisierung dieses Zukunftsbilds hat bereits mit der Entwurfsphase des Masterplans Digitaler Zwilling begonnen. 4. Warum Standardisierung so schwer ist Die Entwicklung von Standards erfordert vor allem zwei Dinge: Expertenwissen und Zeit. Gerade in der Erhaltung von Infrastrukturbauwerken sind jedoch beide Ressourcen knapp. Schäden müssen bewertet, Maßnahmen geplant, Sperrungen vermieden und Budgets eingehalten werden. Für die methodische Weiterentwicklung der Erhaltungsphase bleibt daneben häufig wenig Raum. Abseits großer Pilotprojekte oder besonders sichtbarer Maßnahmen fehlen oft die Kapazitäten, um Prozesse, Datenmodelle und Schnittstellen grundlegend neu zu denken, geschweige denn einen Konsens zu diesen Themen zu erreichen. Welch ein Kraftakt diese methodische Weiterentwicklung der Erhaltungsphase darstellt, lässt sich am besten an der Forschungsgruppe SPP100+ erkennen [SPP100+ ist ein Zusammenschluss verschiedener Forschungsinstitute]. Die Forschungsarbeiten zeigen, dass die BIM-basierte Erhaltungsphase weit über die bloße Modellfortschreibung hinausgeht. Im Zentrum steht die Verlängerung der Nutzungsdauer bestehender Ingenieurbauwerke. Dazu werden Monitoringdaten, datengetriebene Modelle, Zustandsprognosen und Ergebnisse regelmäßiger Bauwerksprüfungen in einer Plattform beziehungsweise einem digitalen Zwilling zusammengeführt [11]. Verständlicherweise ergibt sich aus dieser wichtigen Forschung noch kein einheitlich nutzbares, durchgängiges Datenmodell für die Erhaltungsphase einer Vielzahl von Infrastrukturbauwerken. Dennoch wird im Bereich der Bundesfernstraßen mit viel Aufwand in Richtung des beschriebenen Zielbilds der obligatorischen BIM-Betriebsphase gearbeitet. Eine zentrale Rolle nimmt dabei BIM.Hamburg ein. [BIM.Hamburg ist ein Zusammenschluss von sechs BIM- Leitstellen öffentlicher Institutionen der Freien und Hansestadt Hamburg]. Die Organisation arbeitet regelmäßig BIM-Anwendungsfälle aus. Seit 2024 haben diese Anwendungsfälle einen klaren Fokus auf die Betriebs- und Erhaltungsphase und liefern wertvollen Input für die Standardisierung. Die sechs miteinander verzahnten veröffentlichten Anwendungsfälle strukturieren den Übergang vom „Projektmodell als Abgabe“ zu einem fortschreibbaren Betriebs-/ Bestandsmodell. Im Zentrum steht zunächst die Datenauf bereitung für den Betrieb (AwF 200), also das gezielte Herauslösen und Strukturieren der Informationen, die Betreiberprozesse tatsächlich benötigen. Darauf auf bauend wird der operative Nutzen konkretisiert: Unterhaltungs- und Wartungsmanagement (AwF 210) sowie Zustandserfassung, Prüfung und Inspektion (AwF 220). Ergänzt wird dies durch Nutzungsmanagement (AwF 230) und ein übergeordnetes Lebenszyklusmanagement (AwF 240), das die Daten für strategische Erhaltungsentscheidungen nutzbar macht. Mit AwF 250 wird schließlich der Kreis geschlossen: Betriebsdaten werden strukturiert in neue Projekte übergeben (z. B. Instandsetzung), um Informationsverluste und wiederkehrende Aufwände bei der Grundlagenermittlung zu vermeiden. 410 7. Brückenkolloquium - September 2026 BIM ist kein 3D-Modell Abb. 3: BIM-basierte Bauwerksprüfung Die Anwendungsfälle machen deutlich, dass der Übergang in den Betrieb nicht durch eine Modellübergabe erledigt ist. Er muss in Datenauf bereitung, Wartung, Prüfung, Nutzung, Lebenszyklusmanagement und Rückführung von Betriebsdaten in neue Projekte zerlegt werden. SPP100+ und BIM.Hamburg zeigen, wie groß der fachliche und organisatorische Aufwand ist, um Betrieb und Erhaltung BIM-basiert zu strukturieren. Um daraus flächendeckend anwendbare Standards zu entwickeln, ist es entscheidend, diese Konzepte in alltagstaugliche Workflows zu übersetzen: in Verfahren, die auch unter knappen Ressourcen funktionieren, an übergeordnete Datenräume anschlussfähig bleiben und für unterschiedliche Stakeholder nutzbar sind. Wenn BIM in der Erhaltung skalieren soll, muss es dort praktikabel werden, wo Daten entstehen und Entscheidungen vorbereitet werden. 5. Ein pragmatischer Einstieg: BIM-basierte Schadenserfassung in der Bauwerksprüfung In der Bauwerksprüfung entstehen regelmäßig genau die Informationen, die für Betrieb und Erhaltung essenziell sind: Bauwerkszustand, Schadensbeschreibungen, Bewertungen, Fotos und daraus abgeleitete Handlungsbedarfe. Sie ist damit eine zentrale Informationsquelle während der Erhaltungsphase. Die fachliche Logik der Bauwerksprüfung bleibt bestehen: Schäden werden beschrieben, bewertet, fotografiert, Bauteilen zugeordnet und in Prüf berichten zusammengeführt. BIM ergänzt diesen Prozess um eine zusätzliche Referenzebene. Der Schaden bezieht sich über das betroffene Bauteil und seine räumliche Position auf das IFC-Modell. Das Modell ersetzt also weder den Prüf bericht noch das Bauwerksbuch noch das Zustandssystem. Es macht vorhandene Informationen auffindbar, referenzierbar und für Dritte nachvollziehbar. Mit BCF erhält der Prozess seinen Kommunikationskanal. Schäden können als Topics modellbasiert referenziert, geteilt, gelesen, bearbeitet und in den Prüf- und Abstimmungsprozess zurückgeführt werden. Damit wird die Schadensdokumentation zur echten Kommunikation. Der Schaden ist nicht nur im Bericht beschrieben und im Modell verortet, sondern kann auch zwischen Beteiligten diskutiert, geprüft und fortgeschrieben werden. BIM ist kein 3D-Modell, BIM ist Methode, Prozess und Kommunikation. 7. Brückenkolloquium - September 2026 411 BIM ist kein 3D-Modell Abb. 4: Modellbasierte Schadensverortung und BCF-Erstellung 5.1 Anschlussfähigkeit digitaler Methoden zur Zustandsfeststellung Die klassische handnahe Bauwerksprüfung wird durch digitale Methoden der Zustandsfeststellung nicht ersetzt. Sensorik, Laserscanning, KI-gestützte Schadenserkennung und weitere Methoden liefern zusätzliche Informationen. Diese Methoden sollten nicht jeweils eigene Datenflüsse erzeugen. Wenn jedes Verfahren seine Ergebnisse in eigenen Systemen und Formaten gespeichert, entsteht kein digitaler Zwilling, sondern neue Medienbrüche. Der gemeinsame Nenner muss deshalb ein offener BIMbasierter Datenfluss sein. Auch neue digitale Zustandsmethoden müssen ihre Ergebnisse modellbasiert referenzieren, über offene Schnittstellen austauschen und in bestehende Erhaltungsprozesse einbringen können. Abbildung 5: handnahe Bauwerksprüfung Ein digitaler Zwilling, der nicht Open-BIM spricht, bleibt eine Systeminsel. Er darf nicht nur Daten sammeln, sondern muss auch unterschiedliche Systeme in einen gemeinsamen Kommunikationsraum integrieren. Dafür braucht es offene Schnittstellen und bidirektionale Anschlussfähigkeit. Der dateibasierte Austausch über IFC und BCF ist ein erster Schritt. Der nächste Schritt liegt in offenen Schnittstellen, über die modellbezogene Informationen systemübergreifend gelesen, bearbeitet und fortgeschrieben werden können. Entsprechende Ansätze und Standards werden im internationalen Kontext von buildingSMART entwickelt, etwa mit BCF-API und openCDE. 5.2 Welche Fragen Standardisierung beantworten muss Die BIM-basierte Schadenserfassung beantwortet nicht alle offenen Fragen der Erhaltungsphase. Sie macht aber sichtbar, welche Fragen die Standardisierung konkret beantworten muss. Welche Schadens- und Zustandsinformationen sollen modellbasiert bereitgestellt werden und in welcher Tiefe? Wie lassen sich diese Informationen zuverlässig versionieren und fortführen? Wer erzeugt, prüft, aktualisiert und trägt die Verantwortung für die Informationen? Einen weiteren Aspekt bringt die Frage nach führenden Datenquellen mit sich. Was gilt, wenn Modellinformationen, Bauwerksbuch, Prüf bericht und Monitoringdaten voneinander abweichen? Wer entscheidet, wie solche Abweichungen dokumentiert, bewertet und fortgeschrieben werden? 6. Systemgrenzen dürfen keine Rolle spielen Langfristig muss zweitrangig sein, wo Erhaltungsdaten technisch liegen: in relationalen Datenbanken, in Prüfberichten, in IFC-Modellen, in BCF-Topics, auf Monito- 412 7. Brückenkolloquium - September 2026 BIM ist kein 3D-Modell ringplattformen oder in übergeordneten Datenräumen. Entscheidend ist, dass Informationen mit geringem Aufwand zwischen diesen Welten ausgetauscht und weiterverarbeitet werden können. Ein durchgängiger Erhaltungsprozess entsteht erst durch bidirektionale Anschlussfähigkeit. Dann lassen sich Zustandsinformationen, Schadensdaten, Modelle, Monitoringdaten, bestandsweite Auswertungen, Prüf berichte und Bauwerksbücher miteinander verbinden, ohne dass Daten mehrfach gepflegt oder manuell neu erfasst werden müssen. 7. Lassen Sie uns Brücken bauen Wenn BIM in der Erhaltung wirksam werden soll, müssen Systemhersteller, Baulastträger, Bauwerksprüfer, Entwickler von Methoden zur digitalen Zustandsfeststellung und Standardisierungsgremien enger zusammenarbeiten. Offene Formate allein reichen nicht. Kompatibilität entsteht erst, wenn auch Inhalte, Verantwortlichkeiten und Prozesse abgestimmt sind. APIs kann jeder Hersteller bereitstellen. Plattformen kann jeder Betreiber auf bauen. PropertySets kann jeder Hersteller definieren. Werden sie jedoch unterschiedlich ausgestaltet, entstehen neue Inkompatibilitäten. Dann verlagert sich der Bruch nur auf die Zustandsfortschreibung, die Datenlieferung, die Auswertung und die Kommunikation zwischen den Beteiligten. Der Anspruch muss deshalb sein, Brücken zu bauen: zwischen Prüf bericht und Modell, zwischen relationaler Bestandsdatenwelt und IFC, zwischen Zustandsfeststellung und Instandsetzung, zwischen digitaler Zustandsfeststellung und klassischer Bauwerksprüfung. Ein digitaler Zwilling, der diese Brücken nicht schlägt, bleibt letztlich ein geschlossenes System. Ein digitaler Zwilling, der Open-BIM spricht, kann zum gemeinsamen Kommunikationsraum der Erhaltung werden. Literaturverzeichnis [1] C. Eastman, P. Teicholz, R. Sacks und G. Lee, BIM Handbook - A Guide to Building Information Modeling, 3 Hrsg., 2018: Wiley, 2018. [2] B. Succar, Building information modelling framework: a research and delivery, Bd. Automation in Construction Vol. 18, 2009, pp. 357-375. [3] ISO, ISO 19650-1: 2018, 3.3.14, 2018. [4] A. Liesen, „Building Smart Use Case Management,“ 2019. [Online]. Available: https: / / ucm.buildingsmart.org/ en/ use-cases/ 1835/ de. [Zugriff am 19 März 2026]. [5] C. E. Shannon, „A Mathematical Theory of Communication,“ The Bell System Technical Journal, pp. 379-423, 623-656, July, October 1948. [6] Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur, Masterplan BIM Bundesfernstraßen, 2021. [7] Bundesministerium für Verkehr, ARS Nr. 05/ 26, Bonn, 2026. [8] Bayerische Ingenieurkammer-Bau, 24 06 2026. [Online]. Available: https: / / www.bayika.de/ de/ aktuelles/ meldungen/ 2026-06-24_Verbaende-und- Kammern-fordern-kurzfristigen-Abschluss-der- HOAI-Reform.php. [Zugriff am 01 07 2026]. [9] Universität Stuttgart im Auftrag des BMWK, „Sachverständigengutachten zur Überarbeitung der Honorarberechnung in der Honorarordnung für Architekten und Ingenieure (HOAI), Endbericht,“ 2025. [10] G. B. Amt für Bundesbau, Umsetzungsstrategie BIM für Bundesbauten, Anlage B, Lebenszyklus, BMVg, BMWSB und BImA, Hrsg., Mainz, 2023. [11] C. Eisermann, B. Sprenger, C. Voigt, G. Marzahn, M. Schnellenbach-Held, S. Marx und C. Kang, „Das initiale Structural Health Monitoring der Nibelungenbrücke in Worms,“ Beton- und Stahlbetonbau 120, H. 11, pp. 878-887, 2025. 7. Brückenkolloquium - September 2026 413 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung Durch Prozessdigitalisierung zu einer effizienteren Brückenprüfung Bernhard Braun, M. Eng. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Dr. rer. nat. Stefan Kraus Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Regina Panzer, M. Eng. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen, Bergisch Gladbach Zusammenfassung Routinemäßige Prüfungen von Ingenieurbauwerken wie Brücken sind unerlässlich, um deren Zuverlässigkeit und strukturelle Integrität zu gewährleisten. Viele Brückenprüfaufgaben erfordern manuelle Arbeit und analoge Werkzeuge und sind mit subjektiven Entscheidungen und Datenfragmentierung behaftet. Die Digitalisierung dieser Aufgaben hin zu innovativen Technologien wie Augmented Reality (AR) kann den Prüfprozess unterstützen. AR-Anwendungen ermöglichen die Interaktion mit einer Vielzahl von Brückeninformationen vor Ort. Dies können Bestandsdaten aus Brückenmanagementsystemen, Ergebnisse zerstörungsfreier Prüfverfahren oder semantische Schadensannotationen wie z. B. Risssegmentierungen sein. Die Verknüpfung mit BIM-Modellen (Building Information Modeling) bietet sich zur Organisation und Pflege dieser Daten an. Diese Modelle können Brücken in Komponenten mit unterschiedlichem Detaillierungsgrad segmentieren, die auf Informationen wie Bauplänen, Materialparametern, früheren Prüfergebnissen und mehr basieren. Für die Verwaltung dieser Daten eignen sich Containerlösungen wie ICDD (Information Container for Linked Document Delivery). In unserem Beitrag möchten wir die Vorteile der oben genannten Verfahren beispielhaft aufzeigen. 1. Einführung Die Aufgaben der routinemäßigen Prüfung von Ingenieurbauwerken gemäß Titel der DIN 1076 [1], werden noch immer weitgehend analog durchgeführt. Dies gilt nicht nur für die Dokumentation vor Ort, sondern auch für den Abruf und Vergleich historischer Daten, beispielsweise zur Nachverfolgung der Entwicklung spezifischer Schäden. Diese analogen Methoden erschweren den Zugriff auf einzelne Datensätze und führen somit zu einer Datenfragmentierung. Die Digitalisierung kann verschiedene Aspekte der Brückenprüfung unterstützen, deren Prozesse effizienter gestalten und gleichzeitig die Qualität der Langzeitbewertung verbessern. Eine digitale und vernetzte Dateninfrastruktur sowie digitale Werkzeuge können das Personal daher vor, während und nach Brückenprüfungen unterstützen. 2. Digitales Datenmanagement Ein zentraler Aspekt der Brückenprüfung ist die Verwaltung und Speicherung der während des Prüfprozesses generierten Daten. Um die historische Nachverfolgung dieser Daten und die Analyse ihrer zeitlichen Entwicklung zu ermöglichen, ist ein strukturiertes und standardisiertes Datenmanagementsystem mit definierten Verknüpfungen und Schnittstellen unerlässlich. Derzeit werden verschiedene Datenquellen wie Prüf berichte, Fotos oder Ergebnisse objektspezifischer Schadensanalysen (OSA) meist in separaten Datenbanken gespeichert. Für die Umsetzung einer strukturierteren Datenorganisation existieren verschiedene Ansätze. Im Mittelpunkt der digitalen Darstellung einer Bauwerksstruktur steht das Building Information Modeling (BIM), welches die Struktur in digitaler Form darstellt. Im Gegensatz zu herkömmlichen 3D-Modellen umfasst BIM nicht nur geometrische Daten, sondern auch eine Vielzahl zusätzlicher Strukturinformationen, die in definierten Beziehungen organisiert sind. Das am häufigsten verwendete Format - Industry Foundation Classes (IFC) - ist in ISO 16739 [2] definiert und ermöglicht die Verknüpfung wesentlicher Strukturinformationen innerhalb des Dateiformats. Dank der Open-Source-Softwarebibliothek ifcOpenShell können IFC-Modelle nicht nur mit kommerzieller Software, sondern auch codebasiert und mit Open-Source-Tools wie Blender bearbeitet werden, welches ifcOpenShell über das Bonsai-Add-on integriert. Diese offene Zugänglichkeit bietet einen niedrigschwelligen Einstiegspunkt für die Interaktion mit solchen Modellen und ermöglicht die Implementierung benutzerdefinierter Routinen. Innerhalb dieser Modelle werden komponentenspezifische Attribute wie Materialeigenschaften und -zusammensetzungen gespeichert. Diese Modelle spielen eine Schlüsselrolle auf dem Weg zum digitalen Zwilling. Da bei Brückenprüfungen jedoch eine Vielzahl von Daten erfasst werden, reicht die Verwendung eines IFC-Modells allein nicht aus. Das Dateiformat ist nicht für die Verarbeitung großer Datenmengen ausgelegt und wurde 414 7. Brückenkolloquium - September 2026 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung für solche Zwecke nicht vorgesehen. Daher müssen diese Modelle in ein umfassenderes Datenmanagementsystem eingebettet werden, wie in Abbildung 1 dargestellt. Besonders vielversprechend sind Containerlösungen, die Daten unterschiedlicher Formate bündeln und Beziehungen zwischen ihnen ermöglichen. Ein vielversprechendes Format - Information Container for Linked Document Delivery (ICDD) - ist in ISO 21597 [3] spezifiziert und definiert die Schnittstellen, über die Informationen in den Datencontainer eingespeist werden und wie die entsprechenden Daten abgerufen werden können. Abb. 1: Prinzip des digitalisierten Strukturdatenmanagements. Die zentrale Datei des in Abbildung 1 dargestellten Containers ist das BIM-Modell, beispielsweise das Modell einer Brücke, welches im ifc-Format vorliegt. Die zur Modellerstellung verwendeten Eingabedaten können aus Bauplänen oder aus Strukturdatenbanken wie SIB-Bauwerke [4] stammen. Diese Eingabedaten müssen nicht zwingend im Container selbst gespeichert sein, sondern werden in das Modell integriert. Im Rahmen der Bauwerksprüfung besteht eine bidirektionale Beziehung zum Container. Das bedeutet, dass Ergebnisse aus früheren Prüfungen abgerufen oder neue Ergebnisse in den Container hochgeladen werden können. Zu den im Container gespeicherten Bilddaten können Fotos von Bauteilen oder Schadensstellen wie Rissen, Abplatzungen und Korrosion gehören. Liegen Daten aus objektspezifischen Schadensanalysen (OSA) vor, können die entsprechenden Ergebnisse ebenfalls im Container gespeichert werden (sowohl Rohdaten als auch auf bereitete Daten). Durch die Definition des Containers werden die Daten ontologisch organisiert, d. h. es werden logische Beziehungen zwischen den Daten definiert. So können einzelne Komponenten innerhalb des Modells auf andere Daten innerhalb desselben Containers verweisen. Dadurch können zusätzliche Informationen wie Rissbilder oder Radardaten räumlich im digitalen Modell verortet und mit Attributen angereichert werden. Neben der Definition der Datenstruktur ist auch eine serverbasierte Implementierung wichtig. Idealerweise sind die Daten sowohl vom Büro als auch während der Prüfung vor Ort zugänglich, um sicherzustellen, dass stets aktuelle Informationen zur Verfügung stehen. Dies kann die Zeiteffizienz von Bauwerksprüfungen steigern. Werden die während der Prüfung gesammelten Daten direkt im Container gespeichert, kann eine zeitaufwändige Nachbearbeitung im Büro vermieden werden. Beispiele für solche Implementierungen finden sich in [5] und [6]. 3. Digitale Werkzeuge Für die geeignete digitale Datenerfassung und -visualisierung bei Prüfungen vor Ort sind spezielle Werkzeuge erforderlich. Anwendungen, die Augmented Reality (AR) nutzen, sind besonders vielversprechend. Zu den wichtigsten technischen Lösungen zählen mobile Geräte wie Smartphones und Tablets sowie AR-Brillen. Smartphones und Tablets bieten derzeit aufgrund ihrer intuitiven Bedienung, ihrer fortschrittlichen Entwicklung und ihrer hohen Rechenleistung einen erheblichen Vorteil und ermöglichen so eine 3D-Visualisierung und Datenanalyse in Echtzeit vor Ort. In [7] werden erste Schritte in diese Richtung demonstriert, bei denen ein Tablet zur georeferenzierten Visualisierung migrierter Radardaten eingesetzt wurde. In [8] wurden Tablets ebenfalls zur Überlagerung von BIM-Modellen vor Ort eingesetzt, was eine räumlich referenzierte Annotation von Strukturschäden während des Prüfprozesses ermöglichte. Neben der Interaktion mit dem Bauwerk selbst eignen sich Tablet-Anwendungen insbesondere für den Zugriff auf Datenblätter oder Strukturpläne vor Ort und ersetzen so analoge Dokumente. AR-Brillen stellen einen weiteren Ansatz für den Einsatz von Augmented Reality vor Ort dar, wurden jedoch bisher, insbesondere im Zusammenhang mit Brückenprüfungen weniger intensiv genutzt. AR-Brillen können zusätzliche Informationen direkt auf das zu prüfende Bauteil legen und ermöglichen so eine dreidimensionale und räumliche Visualisierung und Interaktion. Die Informationen werden stereografisch in das Sichtfeld des Prüfers projiziert. Die meisten AR-Brillen nutzen Sensoren wie LiDAR, um die unmittelbare Umgebung zu scannen 3-dimensional zu erfassen und ein lokales Koordinatensystem zu erstellen. Zur Interaktion mit den projizierten Informationen oder Objekten kann kontinuierliches Eye-Tracking und Hand-Tracking genutzt werden, um eine Gestensteuerung zu ermöglichen. Ein erheblicher Vorteil des Einsatzes von AR-Brillen ist die Möglichkeit, während des Prüfprozesses beide Hände frei zu halten. Ein Beispiel für den Einsatz von AR-Brillen zur Unterstützung der Bauwerksprüfung ist die automatisierte Defekterkennung und -segmentierung [9]. Dabei werden Bilddaten in Echtzeit mithilfe künstlicher Intelligenz verarbeitet, vor Ort gespeichert und direkt auf die inspizierte Struktur projiziert. Neben den typischen Aufgaben einer regulären Bauwerksprüfung - wie der visuellen Beurteilung von Rissen, Abplatzungen oder Korrosion - kann auch die Auswertung der Ergebnisse einer objektspezifischen Schadensanalyse (OSA) Teil des Vor-Ort- Diagnoseprozesses sein. Dieser Beitrag konzentriert sich auf den Einsatz zerstörungsfreier Prüfverfahren (ZfP). Zu den wichtigsten Verfahren zählen Radar, Ultraschallecho, Impakt-Echo, magnetisch-induktive Betondeckungsmessungen und elektrische Potenzialfeldmessungen. Bildgebende Verfahren wie Radar oder Ultraschallecho ermöglichen zerstörungsfreie Einblicke in das Innere von Bauteilen. Mit diesen Techniken lassen sich 2D-Schnitte 7. Brückenkolloquium - September 2026 415 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung oder abgeleitete 3D-Rekonstruktionen erzeugen, welche die innere Struktur des Bauteils visualisieren. Aufgrund ihrer bildgebenden Fähigkeiten eignen sich solche Verfahren ideal für die Kombination mit AR-Brillen, da diese - im Gegensatz zu Tablets - eine verbesserte räumliche Wahrnehmung ermöglichen. Die Integration von AR-Brillen in die Visualisierung zerstörungsfreier Prüfverfahren ist bisher wenig erforscht. Dieser Beitrag stellt zum einen erste Experimente zur Visualisierung bildgebender Messverfahren mittels AR-Brillen vor. Für diese ersten Schritte wurde Radar als Verfahren gewählt und das in Abb. 2d dargestellte Testobjekt - ein Doppel-T-Träger mit einer daran verbundenen Stahlbetonplatte - verwendet. Zum anderen wird das Konzept eines Software-Prototyps auf Tablet-Basis vorgestellt, welcher mittels AR die Überlagerung eines Modells oder 3D-Scans vor Ort mit dem Bauwerk erlaubt und in diesen Alt-Schäden wie Risse verortet. 4. AR-Brille In einem ersten Schritt wurde ein BIM-Modell des Exponats im IFC-Format erstellt, das die Konstruktionsdaten als digitale Repräsentation nutzt. Das Modell ist komponentenspezifisch und alle Elemente sind nicht nur mit geometrischen Daten, sondern auch mit zusätzlichen Attributen wie Materialeigenschaften angereichert. Um das Modell mit weiteren Informationen anzureichern, wurden Radarmessungen an der Betonplatte anhand eines vordefinierten Rasters durchgeführt (siehe Abb. 2a). Zum Einsatz kam ein tragbares Radargerät mit fester Frequenz, wie in Abb. 2b dargestellt. Jede Messspur innerhalb des Rasters erzeugt ein Radargramm, wie in Abb. 2c dargestellt. Diese Radargramme zeigen charakteristische Hyperbeln, die für Radarmessungen typisch sind, wobei sich an den Scheitelpunkten der Hyperbeln Reflektoren befinden. In diesem Fall werden die Reflexionen durch die Stahlstäbe in der Betonplatte verursacht. Im nächsten Schritt wurden die Radargramme in das BIM-Modell integriert und anhand des auf die Platte angewendeten Messrasters räumlich lokalisiert. Zur Bearbeitung des BIM-Modells und zum Einfügen der Messergebnisse wurde, wie bereits erwähnt, die Open-Source-Software Blender mit der Erweiterung Bonsai verwendet. Aufgrund der Architektur von IFC-Dateien können Bitmaps wie Radargramme nicht direkt eingebettet werden, ohne die Stabilität und Verarbeitungsgeschwindigkeit der Datei zu beeinträchtigen. Daher wird die Integration durch die Erstellung IFC-spezifischer PropertySets erreicht, die mit Texturen (d. h. den Radargrammen) verknüpft sind, die als externe Dateien gespeichert sind. Diese Beziehung zwischen dem Modell und den Messdaten entspricht genau der in Abb. 1 beschriebenen containerbasierten Datenlogik. Im folgenden Schritt wurde das Modell inklusive der Radargramme mithilfe einer AR-Brille auf das reale Bauteil projiziert, wie in Abb. 2d dargestellt. Zu diesem Zweck wurde die Microsoft HoloLens 2 verwendet, die mit einer Frontkamera und LiDAR-Sensoren ausgestattet ist. Mithilfe der Unity-Game-Engine wurde eine Prototyp-Software entwickelt, die auf der HoloLens läuft. Zur Programmierung der AR-Komponenten wurde das Open-Source-Mixed-Reality-Toolkit (MRTK) in das Unity-Projekt integriert. Zur Visualisierung wurde ein 3D- Modell inklusive Radartexturen aus dem BIM-Modell exportiert. Im nächsten Schritt soll eine direkte Schnittstelle implementiert werden, die es der HoloLens ermöglicht, bidirektional mit einem Datencontainer zu kommunizieren. Dies ermöglicht den direkten Abruf gespeicherter Informationen über mobile Daten vor Ort und das sofortige Hochladen von Prüfergebnissen. Die Ansicht durch die HoloLens ist in Abb. 2d dargestellt. Nach dem Start der Software wird das Modell automatisch geladen und kann über die bewehrte Platte gelegt werden. Zur Interaktion wurden gestenbasierte Steuerungen in Form von Schiebereglern implementiert, wie ebenfalls in der Abbildung dargestellt. Ein Schieberegler (oben rechts) ermöglicht das Ein- und Ausschalten der Messdaten, während ein weiterer Schieberegler die Transparenz des Modells unabhängig von den Radargrammen stufenlos von vollständig transparent bis undurchsichtig regelt. Bei diesen Tests zeigte sich, dass eine halbtransparente Darstellung des Modells optimal für die Betrachtung der Messergebnisse vor Ort ist. Diese Art der Visualisierung vermittelt eine räumliche Wahrnehmung und ermöglicht einen „Blick in die Betonplatte“, wodurch Messergebnisse unter realen Bedingungen visualisiert und beurteilt werden können. Abb. 2: a) Messraster auf der Stahlbetonplatte. b) Verwendetes Handradargerät. c) Radargramm einer Messstrecke. d) Ansicht durch eine AR-Brille einschließlich Interaktionsmechanismen. 416 7. Brückenkolloquium - September 2026 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung 5. Tablet-Prototyp mit AR-Funktion Trotz der Vorteile von AR-Brillen für die beschriebenen Spezialanwendungen ist die flächenhafte Anwendung zum aktuellen technologischen Stand noch nicht sinnvoll und realistisch. Einerseits existieren bislang nur prototypische Anwendungen für AR-Brillen, welche für den praktischen Einsatz nicht geeignet sind, andererseits bedarf es technologischer Weiterentwicklung für den wirtschaftlichen Einsatz. Dazu müssen die Rechenleistung und Akkulaufzeit bei gleichzeitig geringerem Preis umgesetzt werden. Weiterhin sollten die Geräte für den praktischen Einsatz noch in kompakterer und leichterer Bauform umgesetzt werden. Aus diesem Grund arbeiten wir für Testzwecke von AR- Funktionen im praktischen Einsatz mit einem Tablet (in diesem Fall Android-basiert). Ziel unseres Tablet-Prototypen ist es, eine konkrete praktische Problemstellung der regelmäßigen Brückenprüfung anzugehen und Möglichkeiten zu evaluieren, inwiefern AR-Funktionen die Prüfungen schneller und effizienter gestalten können. Dazu konzentrieren wir uns auf die Verortung und Beschreibung visueller Schäden. Aktuell werden diese Informationen größtenteils mit Stift und Papier notiert. Die Position erkannter Schäden wird dabei innerhalb einer Beschreibung als Freitext festgehalten, z. B. in Relation zu wichtigen Bauteilen. Ebenfalls im Freitext werden genauere Informationen über die erkannten Schäden beschrieben, so wie Schadenstyp oder genaue Informationen wie Rissbreite und Risslänge. Dieser analoge Prozess kann den Prüfvorgang verlangsamen. Um praktisch evaluieren zu können, inwiefern digitale und AR-basierte Methoden bei diesen Prozessen unterstützen können, arbeiten wir an einem Software-Prototypen zur Visualisierung für Tablets. Die entsprechende Programmierung wird dabei in Android-Studio mit ergänzenden AR- und XR-Paketen statt. Zentral ist die Frage, wie mit geringen Hürden die Schadensverortung digitalisiert werden kann. Da in den meisten Fällen, insbesondere bei kleinen Brücken (Beispiel: Abb. 3a), keine BIM-Modelle vorhanden sind, arbeiten wir mit einfachen 3D-Scans. Diese können mit handelsüblichen Tablets und Mobiltelefonen aufgenommen werden. Anschließend lässt sich daraus ein 3D-Objekt inklusive Texturen erstellen (siehe Abb. 3b), welches über den Prototypen geladen werden kann. Vor Ort kann dieses Modell markerbasiert verortet werden. An dem verorteten Modell können nun mittels AR-Funktionen Schäden lokalisiert und dann durch Attribute beschrieben werden. Beispielhafte Schäden sind in Abb. 3c-d gezeigt. Dies ermöglicht eine räumliche Orientierung über das Tablet und kann bei der folgenden Prüfung unterstützen, vorige Schäden wiederzufinden und deren Beschreibung über die Attribute zentral zu erfassen. Wichtig dabei ist, die so gesammelten Informationen derart vorzubereiten, dass sie in einer klar strukturierten Form auf ein entsprechendes BIM-Modell übertragen werden können, sobald dieses verfügbar ist. Durch den rudimentären 3D-Scan ist somit eine geringe Einstiegshürde gegeben, während die langfristige Weiternutzung durch die Übertragbarkeit gewährleistet ist. An dieser Übertragbarkeit auf höherwertige Modelle arbeiten wir in den nächsten Schritten, welche auf den aktuellen Prototypen auf bauen. Abb. 3: a) Beispielhaftes Bild einer Brückenunterführung. b) Zugehöriger mit Tablet erstellter 3D-Scan. c) Verknüpftes Schadensfoto einer Abplatzung. d) Verknüpftes Schadensfoto einer großen Abplatzung mit Korrosion. 6. Fazit und Ausblick Die Digitalisierung des Strukturdatenmanagements durch standardisierte Formate und Schnittstellen bietet enormes Potenzial, vorhandene Daten effektiver zu nutzen und Daten effizienter zu verarbeiten. Dies gilt insbesondere für die Verwaltung von Ergebnissen aus zerstörungsfreien Prüfverfahren, wie in diesem Beitrag beschrieben. Durch die Verknüpfung dieser Daten mit 7. Brückenkolloquium - September 2026 417 Digitale Transformation von Prozessen der Brückenprüfung digitalen Strukturmodellen können Messergebnisse vor Ort leichter abgerufen und unter realen Bedingungen ausgewertet werden. Die Visualisierung mittels AR-Brille ermöglicht einen digitalen Einblick in die Brücke und unterstützt die Beurteilung des inneren Zustands des geprüften Bauteils. Dies funktioniert nachweislich besonders gut in Kombination mit einer vorherigen Lokalisierung innerhalb eines digitalen Strukturmodells. Es ist zu beachten, dass derzeit nur sehr wenige AR-Brillen auf dem Markt erhältlich sind. Die in dieser Studie verwendete HoloLens 2 eignet sich dank ihrer Unity-Programmierschnittstelle gut für die Entwicklung von Softwareprototypen, ist jedoch für den Feldeinsatz noch nicht praxistauglich. Dies liegt hauptsächlich an der begrenzten Akkulaufzeit und Rechenleistung, die die HoloLens auf grundlegende Visualisierungs- und Analyseaufgaben beschränkt. Die Weiterentwicklung der HoloLens wurde kürzlich eingestellt. Der Software-Support endet 2027. Für praktische Anwendungen bleibt daher abzuwarten, wann kompaktere und leistungsfähigere AR-Brillen verfügbar sein werden. Sobald diese technischen Voraussetzungen in zukünftigen AR-Geräten erfüllt sind, eröffnen sich zahlreiche Möglichkeiten für den Einsatz vor Ort. Neben der Visualisierung werden komplexere Datenverarbeitungsschritte - wie beispielsweise die 3D-Rekonstruktion aus Rohdaten - möglich. Dadurch könnten die Schritte zur Datenauswertung an die lokalen Gegebenheiten angepasst und die Benutzerfreundlichkeit der finalen Datenanalysen verbessert werden. Eine weitere vielversprechende Anwendung ist die Unterstützung der Datenerfassung durch die Projektion eines Messrasters (wie in Abb. 1a) in digitaler Form. Mithilfe des lokalen Koordinatensystems der AR-Brille können so Messdaten direkt lokalisiert und mit der Struktur verknüpft werden. Der beschriebene Software-Prototyp für das Tablet mit AR-Funktion soll in erster Linie die Möglichkeit bieten, die integrierten Funktionen praktisch zu testen und mit Bauwerksprüfenden zu evaluieren. Dies bezieht sich insbesondere auf den Einsatz und die Praktikabilität im regelmäßigen Prüf betrieb. Die hauptsächliche Fragestellung dabei ist, ob die visualisierenden Verfahren mit Vor-Ort-Überlagerung der historischen und neu erkannten Schäden bei der Orientierung helfen und ebenfalls die Prüfungsplanung vereinfachen und effizienter gestalten können. Da durch die Verwendung simpler 3D-Scans die Einstiegshürde gering ist, kann eine solche Anwendung prinzipiell gut auf viele auch kleinere Bauwerke skaliert werden. Um die vor Ort getesteten Funktionen nachhaltig nutzen zu können, muss die programmierte Testoberfläche an ein prototypisches Datensystem angeschlossen werden, in welchem alle gewonnenen Informationen gesammelt und strukturiert auf bereitet werden. Dieser Anschluss an ein Datensystem ist der nächste Schritt für die Weiterentwicklung unseres Prototypen und erfordert die konkrete und sichere Umsetzung der beschriebenen Umgebung mit ICDD-Containern und Ontologien, sowie den entsprechenden Datentransfer zum und vom Tablet. Aus Sicht der Baulastträger ist der Mehrwert solcher Containerlösungen vor allem durch die Reduzierung der Datenfragmentierung gegeben. Dadurch können routinemäßig durchgeführte Prüfarbeiten besser geplant, effizienter durchgeführt und einfacher historisiert werden. Zusammenfassend lässt sich sagen, dass AR-Anwendungen im gesamten Prozess des Prüf betriebs - von der Datenerfassung und -verarbeitung bis zur Archivierung - unterstützen können, insbesondere mit den erwarteten Leistungsverbesserungen der nächsten Generation von AR-Geräten. Literatur [1] DIN 1076: Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen - Überwachung und Prüfung (DIN 1076: 2026-01). DOI: https: / / dx.doi.org/ 10.31030/ 3640051 [2] ISO 16739: Industry Foundation Classes (IFC) for data sharing in the construction and facility management industries (ISO 16739-1: 2024). [3] ISO 21597: Information container for linked document delivery - Exchange specification (ISO 21597-1: 2020). [4] SIB-Bauwerke Webpage: https: / / sib-bauwerke.de/ [5] Hagedorn, P.; Block, M.; Zentgraf, S.; Sigalov, K.; König, M. Toolchains for Interoperable BIM Workflows in a Web-Based Integration Platform. Appl. Sci. 2022, 12, 5959. https: / / doi.org/ 10.3390/ app 12125959 [6] Hagedorn, P.; Pauwels, P.; König, M.; Semantic rule checking of cross-domain building data in information containers for linked document delivery using the shapes constraint language. Autom. Constr. 2023, 156, 105106. https: / / doi.org/ 10.1016/ j.autcon.2023.105106 [7] Schickert, M., Koch, C., & Bonitz, F. (2018). Erste Schritte zu einer Augmented-Reality-Visualisierung des inneren Aufbaus von Betonbauteilen. DGZfP Jahrestagung 2018, 7-9 May, Leipzig, Germany. https: / / www.ndt.net/ ? id=23043 [8] M. Hill, S. Bahlau, F. Butenhof, L. Degener, F. Klein, A. Kukushkin, U. Riedlinger, L. Oppermann, C. Lambracht, M. Mertens, Bauwerksprüfung mittels 3D-Bauwerksmodellen und erweiterter/ virtueller Realität, BASt-Bericht, 2022, B 185. https: / / www. bast.de/ DE/ Publikationen/ BerichteBASt/ Berichte/ unterreihe-b/ 2022-2021/ b-185.html? nn=472054 [9] M. König, F. Celik, S. Embers, B. Faltin, P. Herbers, S. Zentgraf, J.-D. Braun, D. Schammler, J. Steinjan. Kombination von Augmented/ Mixed-Reality-Systemen mit weiteren digitalen Technologien, BASt, 2024, DOI: https: / / doi.org/ 10.60850/ fv-b-69.0008 [10] LiLoc: LiDAR Image Localization. https: / / github. com/ RUB-Informatik-im-Bauwesen/ LiLoc.git XYZ 7. Brückenkolloquium - September 2026 419 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Segmentierung, Verortung, Relokalisierung und qualifizierte Zustandsinformation im Prüfprozess Jessica Steinjan, B. Eng. HOCHTIEF Engineering GmbH, Essen Dipl.-Ing. Jan-Derrick Braun HOCHTIEF Engineering GmbH, Essen Patrick Herbers, M. Sc. Ruhr-Universität Bochum (RUB) Lisa Freifrau von Rössing, M. Sc. Ruhr-Universität Bochum (RUB) Bernhard Braun, M. Eng. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Regina Panzer, M. Eng. Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Prof. Dr.-Ing. Markus König Ruhr-Universität Bochum (RUB) Zusammenfassung Bildbasierte und KI-gestützte Verfahren habe das Potenzial, bei der Zustandsfeststellung von Ingenieurbauwerken im Prozess der Bauwerksprüfung einen Beitrag leisten zu können. Im Mittelpunkt stehen die fachlich entscheidenden Zwischenschritte zwischen Bildaufnahme und nutzbarer Zustandsinformation: die Segmentierung sichtbarer Schäden in Bilddaten, ihre bauteilbezogene 3D-Verortung, die Zuordnung von Schäden über mehrere Prüfzyklen, die strukturierte Beschreibung als Schadensobjekte sowie die Bewertung der Aussagekraft bzgl. Dauerhaftigkeit unter realen Einsatzbedingungen. Die Ausführungen basieren auf den in den Forschungsarbeiten zu BRIX und BRIX2 entwickelten modularen Bausteinen für eine digitale Bauwerksprüfung. Fachlich betrachtet wurden Verfahren zur bildbasierten Schadenserkennung und -segmentierung mit Ansätzen zur 3D-Verortung in Bauwerksmodellen, zur Wiederauffindung identischer Schadstellen, zur Definition anwendungsbezogener Qualitätsmetriken und Toleranzen sowie Verfahren zur transparenten Darstellung algorithmischer Ergebnisse kombiniert. Ergänzend wurden nutzerorientierte Interaktionskonzepte für AR-gestützte Prüfprozesse und die Einbindung in bestehende Datenstrukturen wie SIB-BW bzw. modellbasierte Informationsräume untersucht. Der Mehrwert dieser Verfahren liegt nicht in einer automatisierten Zustandsbewertung, sondern in der Erzeugung räumlich und semantisch referenzierter Schadensinformationen, die Prüfende bei Dokumentation, Nachverfolgung und Bewertung unterstützen. Zugleich werden die Grenzen dort sichtbar, wo Kontextwissen, konstruktive Zusammenhänge und ingenieurmäßige Beurteilung unverzichtbar bleiben. 1. Einleitung und Motivation Die Erhaltung von Brücken- und Ingenieurbauwerken stellt die Infrastrukturbetreiber seit Jahren vor wachsende Herausforderungen. Ein zunehmender Anteil des Bestands erreicht hohe Nutzungsdauern, während vormals nicht absehbare Verkehrsbelastungen, Umwelteinwirkungen und steigende Anforderungen an Verfügbarkeit, Sicherheit und Wirtschaftlichkeit den Erhaltungsdruck weiter erhöhen. Die Bauwerksprüfung nach DIN 1076 bildet dabei eine zentrale Grundlage für die Bewertung von Dauerhaftigkeit, Standsicherheit und Verkehrssicherheit sowie für nachgelagerte Entscheidungen im Erhaltungsmanagement. Gleichzeitig ist dieser Prozess bis heute in hohem Maß von manuellen Arbeitsschritten, subjektiven Einschätzungen und heterogenen Dokumentationspraktiken geprägt. 420 7. Brückenkolloquium - September 2026 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Vor diesem Hintergrund gewinnen digitale Verfahren an Relevanz, weil sie neue Informationszugänge für die Zustandsfeststellung eröffnen. Hochaufgelöste Bilddaten, mobile Erfassungssysteme, Punktwolken, digitale Bauwerksmodelle und KI-Methoden ermöglichen es, sichtbare Schäden systematisch zu erfassen und algorithmisch auszuwerten. Für die Bauwerksprüfung ist dabei insbesondere die Kombination mehrerer Verarbeitungsschritte von Interesse: die Segmentierung von Schadensbereichen in Bilddaten, ihre geometrische Zuordnung zu einem Bauwerksmodell, die strukturierte Beschreibung als digitale Schadensobjekte und die Verknüpfung mit bestehenden Dokumentations- und Erhaltungsprozessen. Der fachliche Wert solcher Verfahren ergibt sich damit nicht aus einer einzelnen Modellentscheidung, sondern aus der Qualität der gesamten Informationskette. Die weiterführende Forschungsfrage lautet daher nicht, ob KI-basierte Systeme Schäden grundsätzlich erkennen können, sondern welche fachlich belastbaren Informationen aus Bilddaten tatsächlich gewonnen werden können. Für eine Nutzung im Prüfprozess müssen erkannte Schadensbereiche einem Bauteil zugeordnet, räumlich verortet, in ihrer Identität über die Zeit wiedergefunden und in einer Form dokumentiert werden, die an bestehende Erhaltungs- und Bewertungssysteme anschlussfähig ist. Dabei muss auch die Abgrenzung relevanter Informationen hinsichtlich der Weiterverarbeitung und Vorhaltung beachtet werden. Hinzu kommt die Frage, mit welchen Genauigkeiten, Unsicherheiten und Toleranzen solche Informationen versehen werden müssen, damit sie im ingenieurmäßigen Kontext sachgerecht interpretiert werden können. Genau an dieser Stelle verläuft die Grenze zwischen einer guten Bildauswertung und einem praxistauglichen Beitrag zur Bauwerksprüfung. Die Projekte BRIX und BRIX2 setzen an dieser Schnittstelle an. Sie betrachten bildbasierte und KI-gestützte Verfahren nicht isoliert als algorithmisches Problem, sondern im Zusammenhang mit den Anforderungen realer Bauwerksprüfungen, bestehender Regelwerke, der Dokumentation in Erhaltungssystemen und der Einbindung in digitale Bauwerksmodelle. Damit verschiebt sich der Fokus von der reinen technischen Machbarkeit hin zur fachlichen Verwendbarkeit: Welche Informationen lassen sich aus Bilddaten tatsächlich zuverlässig gewinnen? Welche Qualitätsgrenzen müssen beachtet werden? Welche zusätzlichen Kontextinformationen sind notwendig, um Ergebnisse sachgerecht zu interpretieren? Und wie können diese Informationen so auf bereitet werden, dass sie Prüfende bei der Bewertung und Nachverfolgung von Schäden wirksam unterstützen [1], [6], [7]? Der vorliegende Beitrag greift diese Fragen auf und ordnet die Potenziale und Grenzen bildbasierter Verfahren in der Zustandserfassung von Bauwerken am Beispiel der Projekte BRIX und BRIX2 ein. Ziel ist, den Mehrwert digitaler Verfahren dort herauszuarbeiten, wo sie einen substanziellen Beitrag zur Bauwerksprüfung leisten können, und zugleich ihre Grenzen klar zu benennen. Der wissenschaftliche Beitrag liegt damit in einer differenzierten Betrachtung der Schnittstelle zwischen automatisierter Schadenserfassung und ingenieurmäßiger Bewertung. 2. Stand der Technik und Herausforderungen Die aktuelle Forschung zur digitalen Bauwerksprüfung konzentriert sich im Wesentlichen auf vier methodische Ebenen: die Segmentierung sichtbarer Schäden in Bilddaten, ihre räumliche Zuordnung zu Bauwerk und Bauteil, die Verwaltung durch strukturierte Informationsmodelle sowie die Bereitstellung der Ergebnisse in nutzbaren Arbeitsumgebungen. Der Entwicklungsstand ist dabei heterogen. Während für die Bildauswertung inzwischen belastbare Ansätze und Datensätze vorliegen, sind Verortung, Relokalisierung und prozessuale Einbindung deutlich weniger ausgereift [2], [3], [5]. Für die bildbasierte Schadenserkennung ist insbesondere die Entwicklung differenzierter Segmentierungsansätze relevant. Mit dacl10k [2] steht ein Datensatz zur Verfügung, der reale Bauwerksschäden mit mehreren Schadens- und Bauteilklassen abbildet und damit eine deutlich realitätsnähere Grundlage bietet als frühere, stark auf Einzelschäden reduzierte Crack-Datensätze. Ergänzend zeigen neuere Arbeiten, dass Segmentierung im Prüfkontext vor allem dann fachlich anschlussfähig wird, wenn sie nicht als Endergebnis verstanden wird, sondern als Vorstufe für weiterführende Lokalisierungs-, Zuordnungs- und Bewertungsprozesse [3]. Genau an dieser Stelle zeigt sich die zentrale Grenze des bisherigen Stands der Technik: Gute Ergebnisse auf Bildebene bedeuten noch nicht, dass daraus prüf bare, wiederauffindbare und fachlich interpretierbare Schadensinformationen entstehen. Für den Einsatz in der Bauwerksprüfung müssen Bildbefunde einem Bauteil zugeordnet, räumlich verortet, über die Zeit wiedererkannt und in bestehende Dokumentationslogiken eingebettet werden. Diese Kopplung zwischen visueller Evidenz, räumlichem Bezug und fachlicher Bedeutung ist bislang nur in Ansätzen gelöst [3], [5], [7]. Ein wesentlicher Entwicklungsschritt besteht daher in Verfahren, die historische oder aktuelle Schadensbilder in einen 3D-Bezugsraum überführen. Zum Beispiel verdeutlichen 2D-3D-Fusionsverfahren, dass Verortung durch die Kombination visueller und räumlicher Informationen wesentlich verbessert werden kann [10]. Offen ist jedoch weiterhin, welche Genauigkeiten und Robustheiten für eine belastbare Relokalisierung im wiederkehrenden Prüfprozess erforderlich sind. Parallel dazu wird die Einbettung in modellbasierte Informationsräume zunehmend relevant. Arbeiten zu digitalen Zwillingen in der Betriebsphase und zu AR-/ VR-gestützten Prüfwerkzeugen zeigen, dass der Nutzen digitaler Verfahren insbesondere dann steigt, wenn Schadensinformationen nicht isoliert vorliegen, sondern mit Bauteilen, Historien, Dokumenten und Prüf kontexten verknüpft werden [6], [7] [Abb. 1: ARgestützte Brückenprüfung]. Der offene Punkt liegt weniger in der Visualisierung selbst als in der konsistenten Zusammenführung heterogener Bild-, Modell- und Bestandsdaten. 7. Brückenkolloquium - September 2026 421 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Abb. 1 - AR-gestützte Brückenprüfung Der Stand der Technik zeigt somit deutliche Fortschritte in der Segmentierung sichtbarer Schäden, aber weiterhin eine methodische Bruchstelle zwischen Bildanalyse und fachlich belastbarer Zustandsinformation. Genau diese Bruchstelle betrifft Verortung, Relokalisierung, strukturierte Schadensobjekte, Qualitätsangaben und die Einbindung in den Prüfprozess. 3. Forschungsansatz und Ziele Die Forschungsarbeiten BRIX und BRIX2 adressieren die digitale Bauwerksprüfung als gekoppelte Informationskette. Ziel ist es, ein digitalisierten Prüfprozess zu fördern, und die Integration von neuen Technologien zu prüfen. Darunter zählen KI-Verfahren, Augmented Reality, sowie Digitale Zwillinge. Der erste Schwerpunkt betrifft die Segmentierung und Klassifikation sichtbarer Oberflächenschäden, insbesondere im Hinblick auf ihre flächenhafte Beschreibung als Grundlage weiterer Verarbeitung. Der zweite Schwerpunkt betrifft die Verknüpfung dieser Bildinformationen mit Punktwolken, Laserscans und 3D-Bauwerksmodellen, um Schäden bauteilbezogen zu verorten und über mehrere Prüfzyklen hinweg wiederzufinden. Daran anknüpfend wurde untersucht, wie aus segmentierten Bildbefunden strukturierte Schadensobjekte mit Lagebezug, Bauteilreferenz, Zeitbezug und Unsicherheitsinformationen gebildet werden können und mit welchen Metriken sich Segmentierung, Verortung und Relokalisierung anwendungsbezogen bewerten lassen. Die weiterführenden Arbeiten vertiefen insbesondere die erklärbare Darstellung algorithmischer Ergebnisse, AR-gestützte Interaktionen im Bauwerkskontext und die Integration in modellbasierte Informationsräume. Ein autonomes Bewertungssystem ist dabei explizit nicht das Ziel, da die Bewertung bei den Fachexperten bleibt. Stattdessen wird ein Unterstützungssystem angestrebt, das räumlich referenzierte Schadensinformationen prüf bar, ergänzbar und in bestehende Arbeitsabläufe einbindbar macht. Die im Rahmen der Forschungsprojekte entwickelte Möglichkeit zur Darstellung einer Schadensentwicklung über mehrere Prüfzyklen hinweg, stellt hier eine enorme Hilfestellung bei der Begehung vor Ort dar. Übergreifend lassen sich drei Leitfragen formulieren: Welche sichtbaren Schadensinformationen lassen sich aus Bilddaten belastbar gewinnen? Unter welchen Bedingungen können sie räumlich und semantisch so eingebettet werden, dass sie im Prüfprozess nutzbar werden? Und wie müssen Ergebnisse qualifiziert und dargestellt werden, damit sie fachlich sinnvoll unterstützen, ohne eine nicht vorhandene Eindeutigkeit vorzugeben? 4. Methodik der bildbasierten Erfassung und KI-gestützten Auswertung Die methodische Kette beginnt mit der Erfassung hochaufgelöster Bilddaten von Bauwerksoberflächen. Für ihre fachliche Nutzung ist jedoch nicht nur die Verfügbarkeit der Bilder relevant, sondern ihre Eignung als Auswertungsgrundlage. Perspektive, Auflösung, Sichtbarkeit, Beleuchtung, Feuchte, Verschmutzung und Verdeckung bestimmen wesentlich, welche Schadensmerkmale erkennbar und algorithmisch weiter verarbeitbar sind. Darauf auf bauend werden Schäden detektiert, klassifiziert und segmentiert. Für den Prüfkontext ist insbesondere die Segmentierung relevant, weil sie sichtbare Schadensbereiche flächenhaft beschreibt und damit eine Grundlage für Zuordnung, Vergleich und Weiterverarbeitung schafft. Auch bewertungsrelevante Daten wie Rissbreiten lassen sich durch eine Segmentierung bestimmen, solange ein der Bildabstand oder ein Referenzmaß vorhanden sind. Fachlich entscheidend ist nicht allein das Erkennen eines Schadens, sondern die Stabilität und Interpretierbarkeit der Segmentierung unter wechselnden Aufnahmebedingungen. Der methodische Kern liegt in der Überführung segmentierter Bildbefunde in einen räumlichen Bezugsrahmen. Dazu werden Bildmerkmale, Matching-Verfahren, Punktwolken und 3D-Bauwerksmodelle kombiniert, um Schäden aus dem Bildraum einem Bauteil und einer Lage im Bauwerk zuzuordnen. Erst dadurch entsteht aus einem visuellen Befund eine räumlich referenzierte Zustandsinformation. [Abb. 2 - Räumliche und historische Schadenskartierung an digitalen Zwilling]. Abb. 2 - Räumliche und historische Schadenskartierung an digitalen Zwilling 422 7. Brückenkolloquium - September 2026 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Damit ist die Bildauswertung jedoch noch nicht abgeschlossen. Ein segmentierter Schaden ist noch kein fachlich vollwertiges Schadensobjekt. Ein Anschluss an bestehende Schadensinformationen vorheriger Inspektionen ermöglicht erst eine langfristige Analyse und erzeugt so eine nachvollziehbare Schadenshistorie. Durch die Ergänzung von Attributen aus Bauwerksdatenbanken, wie Bauteilbezug, Lage, Zeitbezug und Unsicherheiten, wird aus einem Bildbefund eine dokumentierbare und vergleichbare Schadensinformation. Die methodische Relevanz liegt damit nicht primär in höheren Erkennungsraten, sondern in der belastbaren Ableitung strukturierter Zustandsinformationen aus Bilddaten [3], [5], [6]. 5. Verortung, Relokalisierung und bauteilbezogener Kontext Die bauteilbezogene 3D-Verortung verbindet visuell erkennbare Schäden mit dem konstruktiven Kontext des Bauwerks. Die bisher übliche Verortung über Text, Fotos und Skizzen ist funktional, bleibt aber häufig zu ungenau für ein sicheres Wiederfinden über mehrere Prüfzyklen hinweg. Besonders bei großen oder geometrisch ähnlichen Bauteilen führt dies zu Suchaufwand, Inkonsistenzen und Brüchen in der Schadenshistorie. In dem Projekt BRIX2 wurde deshalb das Verortungsmodul LiLoc entwickelt [5]. Das Modul beruht auf Bild- Matching-Verfahren und Laserscans um Schadensbilder in einem Referenzmodell verorten zu können. Mittels Keypoint Extraction [8] werden markante Bildpunkte in den Betonstrukturen der Fotos erkannt, welche eine Art Fingerabdruck bilden. Diese Fingerabdrücke werden mit Keypoint Matching [9] untereinander verglichen, und erlauben eine visuelle Überlagerung der Schadstellen über längere Zeiträume. Durch einen Abgleich mit Panoramabildern eines Laserscans lassen sich die Bilddaten auch auf ein Referenzmodell übertragen. Dadurch werden aus unstrukturierten Bilddaten eine historische Schadenskartierung, die in einem digitalen Zwilling eingebunden werden können [Abb. 3 - Abgleich eines Durchfeuchtungsschadens an einer Autobahnbrücke]. Abb. 3 - Abgleich eines Durchfeuchtungsschadens an einer Autobahnbrücke Zur geometrischen Verortung tritt die semantische Zuordnung zu Bauteiltyp, Material und Funktion hinzu. Erst diese Verknüpfung macht räumliche Schadensinformationen für Suche, Vergleich und Bewertung im Bauwerkskontext nutzbar [6], [10]. Für die bildbasierte Schadensentwicklung werden Schadensbilder aus verschiedenen Inspektionen untereinander verglichen. Somit kann auch aus historischen Daten ohne Laserscan oder Referenzmodell eine relative Schadensentwicklung erstellt werden. Die KI-Segmentierungen der Abplatzungen oder Risse aus unterschiedlichen Zeitpunkten können durch das Bildmatching überlagert werden, und so die Entwicklung des Schadens darstellen. [Abb. 4 - Visualisierung der Schadensentwicklung am Schadensfoto]. Abb. 4 - Visualisierung der Schadensentwicklung am Schadensfoto 6. Strukturierte Schadensinformationen und Grenzen der Automatisierung Ein zentrales Ergebnis ist die Betrachtung von Schäden als strukturierte digitale Objekte. Solche Schadensobjekte umfassen mindestens Schadensbeschreibung, Lage- oder Bauteilbezug, Referenzen auf die zugrunde liegenden Bilddaten, und Zeitbezug. Um die Erkennung der KI-Systeme nachvollziehbar zu machen, werden außerdem Unsicherheitsinformationen der Segmentierung, sowie der Lokalisierung angegeben. Gerade hierbei zeigen sich die Grenzen der Automatisierung. Visuell erkennbare Muster erlauben Aussagen über Ausdehnung, Lage und Zuordnung sichtbarer Schäden, nicht jedoch automatisch über Ursache, konstruktive Relevanz oder Dringlichkeit. Für die fachliche Einordnung müssen zusätzliche Informationen zu Bauteilfunktion, Material, Exposition, Vorschädigungen, Instandsetzungen und Beobachtungshistorien berücksichtigt werden. Die automatisierte Bildanalyse kann diese Einordnung vorbereiten und strukturieren, sie ersetzt aber nicht die ingenieurmäßige Bewertung. Wissenschaftlich relevant ist daher weniger die Vorstellung einer Vollautomatisierung als die Frage, welche Schritte mit vertretbarer Verlässlichkeit automatisierbar sind und an welchen Übergängen menschliche Interpretation unverzichtbar bleibt. 7. Brückenkolloquium - September 2026 423 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Hinzu kommt, dass historische Datenbestände oft heterogen und nur eingeschränkt maschinenlesbar sind. Schadensentwicklungen lassen sich deshalb nur dann belastbar interpretieren, wenn Herkunft und Dokumentationskontext der Daten mitgeführt werden. Der Mehrwert der Automatisierung liegt damit vor allem in Vorstrukturierung und Reproduzierbarkeit; die fachliche Einordnung bleibt an Kontextwissen und ingenieurmäßige Verantwortung gebunden [1], [6], [7]. 7. Bewertung der Ergebnisqualität und fachlichen Aussagekraft Ergebnisqualität ist im Prüfkontext mehrdimensional. Zu bewerten sind Segmentierung, Klassifikation, 3D- Verortung, Relokalisierung und die fachliche Interpretierbarkeit der resultierenden Informationen. Qualität ergibt sich damit aus dem Zusammenspiel von technischer Güte, Datengrundlage, Toleranzen und Nutzungskontext. Ebenso relevant ist, wie diese Qualität kommuniziert wird. Konfidenzwerte oder präzise Visualisierungen können eine Eindeutigkeit suggerieren, die fachlich nicht gedeckt ist. Deshalb müssen Unsicherheiten, Zuordnungsschritte und Begründungsgrundlagen sichtbar bleiben. Dabei ist stets zwischen visuell erkennbaren Phänomenen und ihrer fachlichen Bewertung zu unterscheiden. Ein segmentierter Riss beschreibt zunächst ein Bildmerkmal, nicht automatisch seine Ursache, Relevanz oder Dringlichkeit [3], [7]. Für eine sachgerechte Bewertung sind daher zusätzliche Informationen zu Bauteilfunktion, Material, Bauwerkszusammenhang, Vorschädigungen oder Instandsetzungen erforderlich. Ohne diese Kontextualisierung bleibt die Aussagekraft vieler KI-Ergebnisse begrenzt. Die weiterführenden Arbeiten betonen deshalb Transparenz und Erklärbarkeit als Qualitätsdimensionen: Prüfende müssen erkennen können, worauf sich ein Ergebnis stützt, wie belastbar es ist und an welcher Stelle fachliche Prüfung erforderlich bleibt [7], [8], [9]. Die Bewertung der Ergebnisqualität ist somit Teil der methodischen Entwicklung selbst. 8. Potenziale für die Bauwerksprüfung und Grenzen im praktischen Einsatz Der praktische Nutzen der Verfahren liegt vor allem in einer konsistenteren Dokumentation und Nachverfolgung von Schadstellen und -informationen. Segmentierte Bildbefunde, räumlich referenzierte Schadensobjekte und ihre Verknüpfung mit Bauteilen und historischen Beobachtungen verbessern insbesondere bei komplexen Bauwerken die Wiederauffindung und den Vergleich über mehrere Prüfzyklen hinweg. Ein weiterer Vorteil der Schadenskartierung liegt in der Verbesserung der Datengrundlage: Eine Verortung bleibt auch nach der Prüfung bestehen, und erleichtert eine Auswertung später im Büro. Bilddaten können nachträglich erneut ausgewertet und mit vorherigen Prüfungen verglichen werden, was die Datensammlung robuster und die Bewertung begründeter macht. Zusätzlicher Mehrwert entsteht, wenn verortete Schadensinformationen im Prüfprozess direkt verfügbar sind, etwa über AR-gestützte Interaktionen oder modellbasierte Informationsräume, in denen Erfassung, Dokumentation und Nachverfolgung zusammengeführt werden. Die Grenzen liegen dort, wo visuelle Beobachtbarkeit oder fachliche Bedeutung als Verarbeitungsinformation nicht verfügbar und ein Einbezug in Interpretation nicht gewährleistet werden kann. Nicht jeder relevante Bauwerkszustand ist oberflächlich sichtbar, und nicht jedes sichtbare Phänomen lässt sich ohne Zusatzwissen sachgerecht bewerten. Hinzu kommt die starke Abhängigkeit von realen Aufnahmebedingungen wie Sichtbarkeit von, Beleuchtung, Feuchte oder Verschmutzung im Schadensbereich. Die Eignung der Verfahren muss deshalb unter realistischen Prüf bedingungen und nicht nur auf kuratierten Datensätzen bewertet werden [2], [3], [4]. Präzise Visualisierungen und Konfidenzwerte können zudem eine fachliche Eindeutigkeit vorgeben, die tatsächlich nicht vorliegt. Der praktische Einsatz erfordert daher Schnittstellen, in denen Unsicherheiten wie Herleitungen sichtbar bleiben und fachliche Prüfung unterstützt statt ersetzt wird [1], [6], [7]. Der fachliche Fortschritt bildbasierter Verfahren für die Bauwerksprüfung liegt in der Kopplung von Segmentierung, Verortung, Relokalisierung, Objektbildung und qualifizierter Ergebnisdarstellung. Verbesserungen in der Schadenserkennung allein reichen daher nicht aus. Entscheidend ist, ob die resultierenden Informationen räumlich und semantisch belastbar eingebettet, mit Qualitätsangaben versehen und im Prüfprozess sinnvoll nutzbar gemacht werden können [1], [6], [7]. Für einen belastbaren Praxiseinsatz sind insbesondere vier Komponenten maßgeblich: erklärbare KI, Relokalisierung mit anwendungsbezogenen Toleranzen, modellbasierte Kontextualisierung und nutzerorientierte Interaktion im Bauwerkskontext. Die Bewertung solcher Verfahren muss deshalb mehrdimensional erfolgen: zu prüfen sind nicht nur Modellleistungen auf Bildebene, sondern der fachliche Informationsgehalt, die Belastbarkeit der Zuordnung und die mitzuführenden Unsicherheiten. Die weitere Entwicklung zielt daher nicht auf den Ersatz fachlicher Expertise, sondern auf belastbare Mensch-System-Kopplungen, die Schadensinformationen konsistenter verfügbar machen und die ingenieurmäßige Bewertung fundierter unterstützen. 9. Dank Diesem Beitrag liegen Teile der im Auftrag des Bundesministeriums für Verkehr (BMV), vertreten durch die Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), unter der FE 15.0666/ 2019, FE-Nr. 69.0008/ 2020 und FE- Nr. 69.0017/ 2023 abgeschlossenen sowie unter der FE- Nr. 15.0740/ 2025/ LRB laufenden Forschungsprojekte zugrunde. Die Verantwortung für den Inhalt liegt allein bei den Autorinnen und Autoren. Wir bedanken uns bei den 424 7. Brückenkolloquium - September 2026 Potenziale und Grenzen bildbasierter und KI-gestützter Verfahren für die digitale Bauwerksprüfung Mitgliedern des Betreuerkreises für ihre hilfreichen Hinweise und Rückmeldungen. Literatur [1] von Rössing, L.; Herbers, P.; Steinjan, J.; Braun, J.- D.; König, M.: Towards Damage Prediction: Mapping Inspection History of Concrete Bridges. In: Proceedings of the 2025 European Conference on Computing in Construction & 42nd International CIB W78 Conference on Information Technology in Construction, Porto, 2025. doi: 10.35490/ EC3.2025.259 [2] Flotzinger, J.; Rösch, P. J.; Braml, T.: dacl10k: Benchmark for Semantic Bridge Damage Segmentation. In: Proceedings of the IEEE/ CVF Winter Conference on Applications of Computer Vision (WACV), 2024, S. 8626-8635. doi: 10.48550/ arXiv.2309.00460 [3] Çelik, F.; Herbers, P.; König, M.: Image Segmentation on Concrete Damage for Augmented Reality Supported Inspection Tasks. In: Advances in Information Technology in Civil and Building Engineering, Lecture Notes in Civil Engineering. Cham: Springer, 2024, S. 237-252. doi: 10.1007/ 978-3- 031-35399-4_19 [4] Tanveer, M.; Kim, B.; Hong, J.; Sim, S.-H.; Cho, S.: Comparative Study of Lightweight Deep Semantic Segmentation Models for Concrete Damage Detection. Applied Sciences 12 (2022), H. 24, 12786. doi: 10.3390/ app122412786 [5] Herbers, P.; von Rössing, L.; König, M.: LiLoc - Defect Image Localization in Laser Scans. In: Proceedings of the 42nd International Symposium on Automation and Robotics in Construction (ISARC), 2025, S. 1522-1529. doi: 10.22260/ IS- ARC2025/ 0198 [6] Collin, F.; Ulbrich, L.; Jesse, F.: Konzept eines Digitalen Zwillings für Brückenbauwerke in der Betriebsphase. Bautechnik 101 (2024), H. 3, S. 199- 205. doi: 10.1002/ bate.202400003 [7] Hill, M.; Bahlau, S.; Butenhof, F.; Degener, L.; Klein, F.; Kukushkin, A.; Riedlinger, U.; Oppermann, L.; Lambracht, C.; Mertens, M.: Bauwerksprüfung mittels 3D-Bauwerksmodellen und erweiterter/ virtueller Realität. BASt-Bericht B 185, Bergisch Gladbach, 2022. [8] Potje, G.; Cadar, F.; Araujo, A.; Martins, R.; Nascimento, E. R.: XFeat: Accelerated Features for Lightweight Image Matching. In: Proceedings of the IEEE/ CVF Conference on Computer Vision and Pattern Recognition (CVPR), 2024, S. 2682-2691. [9] Lindenberger, P.-E.; Sarlin, P.-E.; Pollefeys, M.: LightGlue: Local Feature Matching at Light Speed. In: Proceedings of the IEEE/ CVF International Conference on Computer Vision (ICCV), 2023, S. 17627-17638. [10] Zhang, W.-J.; Wan, H.-P.; Todd, M. D.: An efficient 2D-3D fusion method for bridge damage detection under complex backgrounds with imbalanced training data. Advanced Engineering Informatics 65 (2025), 103373. doi: 10.1016/ j. aei.2025.103373 Anhang 7. Brückenkolloquium - September 2026 427 Programmausschuss Der Programmausschuss für das Brückenkolloquium- setzt sich aus anerkannten Experten aus Forschung und Entwicklung, Industrie und Praxis zusammen. Zu seinen Aufgaben gehören die Formulierung der Zielsetzung und Festlegung der-Themenschwerpunkte-der Fachtagung, die Begutachtung und Auswahl der eingereichten Vortragsvorschläge für das-Tagungsprogramm-und die fachliche Beratung des Veranstalters. Vorsitz Dr.-Ing. Matthias Müller Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Mitglieder Dipl.-Ing. Nina Baden-Wassmann Schüßler-Plan-Ingenieurgesellschaft mbH, Düsseldorf Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jörg Blankenbach RWTH Aachen University, Geodätisches Institut, Lehrstuhl für Bauinformatik & Geoinformationssysteme Univ.-Prof. Dr.-Ing. Thomas Braml Universität der Bundeswehr München, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Claßen RWTH Aachen University, IMB - Lehrstuhl und Institut für Massivbau Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer Technische Universität München, Lehrstuhl für Massivbau Prof. Dr.-Ing. Karsten Geißler Technische Universität Berlin, Institut für Bauingenieurwesen DI Dr. Michael Kleiser ASFINAG Baumanagement GmbH,-Wien (Österreich) Univ.-Prof. Dr.-Ing. Torsten Leutbecher Universität Siegen, Lehrstuhl für Massivbau Prof. Dr.-Ing. Gero Marzahn Bundesministerium für Verkehr,-Bonn PD Dr. rer. nat. Ernst Niederleithinger Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Berlin Prof. Dr.-Ing. Balthasar Novák Universität Stuttgart, Institut für Leichtbau Entwerfen und Konstruieren Dipl.-Bauing. (FH) Daniel Oberhänsli suicorr AG, Dietikon (Schweiz) Dr.-Ing. Carl Richter Bundesanstalt für Straßen- und Verkehrswesen (BASt), Bergisch Gladbach Rainer Siegel Die Autobahn GmbH des Bundes, Berlin 7. Brückenkolloquium - September 2026 429 Autorenverzeichnis AAbu Abed, Wassim 235 Alonso Junghanns, Maria Teresa 209 Alqasem, Yasser 345, 381 BBecher, Erik 23 Becks, Henrik 43 Blankenbach, Jörg 95 Böhm, Steffen 393 Boros, Vazul 51, 59 Brandenstein, Max 265 Braun, Bernhard 413, 419 Braun, Jan-Derrick 419 Brockmann, Daniel 393 Brühwiler, Eugen 107 Bunz, Matthias 249 Busse, Wieland 337 CClaßen, Martin 43 Cuennet, Stéphane 151 DDanders, Andreas 69 Dauberschmidt, Christoph 209 de Hesselle, David 301 Diersch, Norman 273, 379 Doser, Hans-Peter 43, 393 EEpple, Niklas 273, 311 FFarhadi, Sasan 35 Fiedler, Max 23 Finckh, Wolfgang 13 Fischer, Oliver 197, 217, 283 Fontoura Barroso, Daniel 273 Freundt, Ursula 161 Friedrich, Heinz 345 GGallwoszus, Joerg 301 Geißler, Karsten 177 Geng, Jonas 283 HHau, Julia 273, 311 Herbers, Patrick 419 Herbrand, Martin 301 Hindersmann, Iris 317 Holst, Ralph 161 Huber, Patrick 197 Hübler, Clemens 265 JJackmuth, Andreas 293 Jesse, Frank 51 Jungwirth, Jörg 135 Jüntgen, Olaf 235 KKaplan, Felix 357 Kapteina, Gesa 209 Karapanagiotis, Christos 51 Kempkens, Eckhard 311 Klein, Holger 393 Kohlhauer, Helmut 393 König, Markus 381, 419 Korte, Sebastian 259 Kraus, Josef Karl 177 Kraus, Stefan 413 Kroschel, Miriam 51 Kwapisz, Maciej 51, 59 LLeutbecher, Torsten 125 Lienhart, Werner 35, 59 Löffler, Kay 401 Lorenzen, Steven R. 265 Lücken-Girmscheid, Theda 169 MMaibaum, Marco 177 Mansour, Mohamed 95 Marx, Steffen 23, 51 Marzahn, Gero 161 Mertens, Martin 407 Miebach, Frank 145 Mishra, Malay 239 Müller, Matthias 209, 317 NNaraniecki, Hubert 293, 325 Naujoks, Bernd 369 Neumann, Sören 197 Niederleithinger, Ernst 273, 311 Niedermeier, Roland 217 Niewerth, Dominik 145 Nowak, Marcel 283 OOettel, Vincent 115 Osthoff, David 85 Otto, Marie 227 PPak, Daniel 259 Panzer, Regina 413, 419 Pfeifer, Michelle 115 Plamper, Jo 345 Prammer, Dominik 59 Puttkamer, Lydia 239, 317 RReim, Sabine 325 Reinhard, Jochen 249 Reißen, Karin 43, 393 Reuen, Felix 369 Reuland, Yves 379 Richter, Bertram 51 Rokoß, Nils-Christian 209 Rösler, Gregor 169 Runte, Thomas 393 Rupp, Maximilian M. 265 SSanchez Trujillo, Camila Andrea 273, 311 Schacht, Gregor 23 Scheerer, Silke 23 Schnellenbach-Held, Martina169, 227 Schwarz, Niklas 325 Seidl, Günter 259 Sommer, Markus 393 Sprenger, Bjarne 227 Staller, Leopold 217 Steffens, Nico 357 Steinjan, Jessica 419 TTepho, Thibault 283 Teupe, Josef 79 Vvon Berg, Peter-Felix 85 von Rössing, Lisa 419 von Weschpfennig, Dieter 239 Vassilev, Hristo 95 Viefhues, Eva 191 Voigt, Chris 23, 293 Vorwagner, Alois 59 WWacker, Bastian 191 Waeber, Jean-Marc 151 Waßmann, Marleen 293 Werz, Simon 407 Wilkening, Marvin 115 ZZdanowicz, Katarzyna 51 Zelger, Valentin 197 Zeller, Tanja 249 Besuchen Sie unsere Seminare, Lehrgänge und Fachtagungen. Geotechnik Verkehrswegebau und Wasserbau Konstruktiver Ingenieurbau Bautenschutz und Bausanierung Umwelt- und Gesundheitsschutz Energieeffizienz Baubetrieb und Baurecht Facility Management Ein Großteil unserer Seminare wird unterstützt durch das Ministerium für Wirtschaft, Arbeit und Wohnungsbau Baden-Württemberg aus Mitteln des Europäischen Sozialfonds. Profitieren Sie von der ESF-Fachkursförderung und sichern Sie sich bis zu 70 % Zuschuss auf Ihre Teilnahmegebühr. Alle Infos zur Förderfähigkeit unter www.tae.de/ foerdermoeglichkeiten Bauwesen, Energieeffizienz und Umwelt Bis zu 70 % Zuschuss möglich Weitere Informationen und Anmeldung unter www.tae.de/ weiterbildung/ bauwesen Die alle zwei Jahre stattfindende, zweitägige Fachtagung mit begleitender Ausstellung dient dem interdisziplinären Erfahrungs- und Wissensaustausch von Forschern, Planern, Ausführenden, Eigentümern, Betreibern und der Bauwirtschaft zu neuen und innovativen Methoden, Verfahren und Technologien im Brückenbau. Im Vordergrund stehen innovative Vorgehensweisen, Methoden, Verfahren und Baustoffe sowohl für Neu- und Ersatzbau im bestehenden Verkehrsnetz als auch für Instandsetzung und Ertüchtigung des Bestands. Das vorliegende Tagungshandbuch enthält die vorab eingereichten Beiträge zu den Vorträgen und gibt einen Überblick über neue und innovative Methoden, Verfahren und Technologien zur Beurteilung, Planung, Bau, Instandhaltung und Betrieb von Brücken. Der Inhalt Erhaltung und Restnutzungsdauerverlängerung von Brückenbauwerken Ersatzneubau und Bauprozesse Nachhaltigkeit und ressourcenschonende Bauweisen Innovative Baustoffe und Ertüchtigungsverfahren Digitale Methoden: BIM und digitale Zwillinge Digitale Innovationen in Inspektion und Überwachung Betreiberstrategien und Lebenszyklusmanagement Regelwerke, Nachweise und besondere Fachthemen Die Zielgruppe Architekten Ingenieure in Entwurfs- und Planungsbüros, Bauunternehmen, Bauverwaltungen, Behörden, Forschungseinrichtungen und Institutionen Bauleiter Bausachverständige Fach- und Führungskräfte im Baugewerbe und in der Bauindustrie Bauwerkseigentümer und -betreiber Baustoffhersteller Anbieter von Verfahren zum Lebenszyklusmanagement, zur Bauwerksdiagnose, der Bauwerksüberwachung, von Instandsetzungs- und Ertüchtigungsverfahren Softwareanbieter www.tae.de ISBN 978-3-381-16381-6