Projektarbeit CAS Erdbebensicherheit - JENZER · 1.2 Beschrieb des Bauvorhabens 4 2 Modellbildung 6...

Diplomarbeit CAS Erdbebensicherheit C:\Users\Markus\Documents\CAS_Erdbeben Projektarbeit\Projektarbeit CAS Erdbebensicherheit.doc 24.11.2014 I

PROJEKTARBEIT CAS ERDBEBENSICHERHEIT

ERDBEBENNACHWEIS NEUBAU FERIENWOHNUNGEN REKA FERIENDORF ZINAL VS

JENZER+PARTNER AG

MARKUS GUTKNECHT, BAUING BSC BFH

HECKENWEG 3, 3280 AARBERG

NOVEMBER 2014

Diplomarbeit CAS Erdbebensicherheit C:\Users\Markus\Documents\CAS_Erdbeben Projektarbeit\Projektarbeit CAS Erdbebensicherheit.doc 24.11.2014 II

Impressum

Dozent

Dr.Ing. Michael Baur

Projekt

Feriendorf Reka Zinal

Erstellungszeitraum

November 2014

Pfad- und Dateiname

C:\Users\Markus\Documents\Arbeit\805 Reka Zinal\Diplomarbeit CAS Erdbebensicherheit.doc

Diplomarbeit CAS Erdbebensicherheit

Fassung vom

25.11.2014

Bearbeitung

Markus Gutknecht, Bauingenieur BSc BFH, Jenzer+Partner AG, Heckenweg 3, 3270 Aarberg

Verteiler

� Hochschule Luzern HSLU, Dr. Ing. Michael Baur � Ingenieure und Planer, Jenzer+Partner AG, Aarberg

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Inhaltsverzeichnis

1 Projektbeschrieb 1

1.1 Ausgangslage 1

1.2 Beschrieb des Bauvorhabens 4

2 Modellbildung 6

2.1 3D- Modellierung 6

2.2 Ermittlung der Stockwerksmassen 7

2.3 Lage des Massen- Steifigkeitszentrums: 9

3 Nachweis Erdbebensicherheit 11

3.1 Parameter für die rechnergestützte Modellierung 11

3.2 Nachweis der Sekundären Bauteile 15

3.3 Bestimmung der Schnittkräfte: 17

3.4 Tragwiederstandsnachweis 18

3.5 Überprüfung des Querkraftwiederstandes und der Verbindung von Decken- zu Wandelementen 20

3.6 Überprüfung der Verformungen 23

3.7 Konstruktive Massnahmen 24

3.8 Schlussbemerkungen 26

4 Selbstdeklaration 27

5 Anhänge 28

Diplomarbeit CAS Erdbebensicherheit C:\Users\Markus\Documents\CAS_Erdbeben Projektarbeit\Projektarbeit CAS Erdbebensicherheit.doc 24.11.2014 1

1 PROJEKTBESCHRIEB

1.1 Ausgangslage

Die Schweizer Reisekasse Reka betreibt über die Schweiz und Italien verteilt zahlreiche Feriendörfer. Das Feriendorf in Zinal VS verfügt bis zum heutigen Zeitpunkt über 27 Ferienwohnungen, welche in der Hoch-saison stets gut belegt oder gar ausgebucht sind. Das Feriendorf, wie es heute anzutreffen ist, wurde in den späten 60er Jahren erbaut und bedarf einer kompletten Sanierung. Im Zuge des Sanierungs- und Ausbauprojektes der Jenzer+Partner AG wurden nebst einer energetischen Sanierung des Altbestandes auch zwei Neubauten projektiert. Zum einen handelt es sich um ein zwei stöckiges Mehrzweckgebäude mit Aufenthalts- Empfangs- und Waschräumen. Zum anderen um einen vier stöckigen Neubau mit elf gross-zügigen Ferienwohnungen, um die Kapazität der Ferienanlage erhöhen zu können. Die Ferienanlage liegt in unmittelbarer Nähe des Geschiebesammlers “Torrent de Pétérey“. Laut der Gefahrenkarte des Kantons Wallis liegt die Ferienanlage in der einer Hochwasser und Murgang-Gefahrenzone der Intensität Gelb bis Blau.

Dies hatte zur Folge, dass eine Gefahrenanalyse in Auftrag gegenen werden musste. Die Idealp SA be-schreibt in Ihrem Bericht, vom 4. Dezember 2013, die möglichen Gefahren und Auswirkungen auf die Ge-bäude wie folgt:

- Murgang infolge einer vorausgegangenen Verklausung der Bachsohle im oberen Teil des Torrent de Pétérey.

- Murgang infolge kompletter Auffüllung des Rückhaltevolumens in unmittelbarer Umgebung der Feri-enanlage.

Dabei ist in der gelben Zone davon auszugehen, dass nur noch stark verschmutztes Wasser auf die Ge-bäude einwirkt und keine Steine grösser als 1cm mehr mitgeführt werden. Die blaue Zone hingegen wird von einer Wasser-Gesteinsmischung mit einer Dichte von ca 2.2 to, einer Fliessgeschwindigkeit von ca. 1.0m/s und einer Abflusshöhe von bis zu einem Meter überspült. Dabei können grosse Gesteinsbrocken bis zu 1to mitgeführt werden, welche eine Anprallkraft von ca. 1.9t/m2 entwickeln können. Kommt der Mur-gang zum Stillstand so wird noch immer eine Einwirkung auf eine rechtwinklig dazu stehende Wand von ca. 0.9t/m2 erwartet.


liegt eine sehr hohe Wahrscheinlichkeit eines über die Dammkrone hinausschwappenden Murgangs vor. Es besteht ein Bauprojekt der Gemeinde zur Erhöhung der Schutzdämme und somit auch einer Erhöhung des Auffangvolumens des Geschiebesammlers. In Zukunft wird ein Schutz vor Murgängen mit einer Wie-derkehrdauer von 300 Jahren gewährleistet sein. Bis dahin muss derselbe Schutzgrad durch Massnahmen an den neu projektierten Gebäuden erreicht werden. Die im Bericht erwähnten Einwirkungsmechanismen und –grössen liessen uns als Projektingenieure bereits keinen grossen Gestaltungsspielraum hinsichtlich der Konzipierung der Tragkonstruktion. Es wurde eine Empfehlung abgegeben, dass die hangseitige Längsfassade komplett und die beiden anschliessenden Querfassaden je zur Hälfte und auf einer Höhe von 2.5 m ab Boden in Beton auszuführen sind.

Nebst einer Gefährdung durch Murgänge, liegt die Ferienanlage auch im Auslaufbereich einer Feststoff- sowie Pulverlawine. Anhand des Berichtes der Nivalp SA, ist davon auszugehen, das sehr hohe Druck- bzw. Anprallkräfte an die Gebäudehülle auftreten können. Die Süd-Ost, Nord-Ost und Nord-West Fassa-den des Gebäudes werden durch eine Lawineneinwirkung mit rund 7.35 – 14.7 kN/m2 belastet.

Auch in diesem Bericht wurden wieder Empfehlungen abgegeben, wonach die hangseitige Längsfassade mit einer durchgehenden Betonmauer bis 4.0 m über Terrain zu schützen ist. Infolge dessen musste die Tragstruktur des hier behandelten Gebäudes so ausgelegt werden, dass sie die zu erwartenden Einwir-kungen ohne zu versagen aufnehmen kann und dabei alle Auflagen der Berichte berücksichtigt. Eine dukti-le Ausbildung der Tragstruktur, zur Verringerung der auftretenden Kräfte infolge Erdbeben, musste dem-nach von Beginn an verworfen werden.


Gemäss SIA-Norm 261 befindet sich das Bauvorhaben in der Erdbebenzone Z3b. Die dabei anfallenden Einwirkungen werden im Abschnitt 3.eingehender behandelt.

Bemerkung zur Arbeit:

Da das Hier behandelte Projekt der Reka in Zinal, im Französisch sprechenden Teil der Schweiz zur Auflage kam, musste der Originalbericht vom Juni 2014 in Französisch gehalten werden. Aus diesem Grund sind alle Auszüge des Statikprogramms, wo keine Anpassungen möglich waren, auf Franzö-sisch. Tabellen und Formeln wurden für die Arbeit auf Deutsch umgeschrieben und der Abgabe CD beigefügt. Die Originaltabellen im Anhang – Ausgaben aus der 3D-Modellierung – wurden jedoch nicht bearbeitet und sind deswegen auf Französisch.

Der Nachfolgende Bericht bezieht sich auf die Erdbebenüberprüfung der gewählten Tragstruktur und ver-sucht anhand von rudimentären Handrechnungen, die Ausgaberesultate der 3D-Modellierung zu kontrollie-ren.


1.2 Beschrieb des Bauvorhabens

Das hier behandelte Bauwerk fällt in die Bauwerksklasse 1, verfügt über drei massive sowie ein eher wei-cheres Stockwerk. Zinal liegt auf einer Höhe von 1712.90 m über Meer in einem sehr Schneereichen Tal der Walliser Alpen. Das Bauwerk ist nicht unterkellert und gründet auf einem Baugrund der BGK C (Bericht GeoVal SA im Anhang). In der Grundabmessung weist das Gebäude eine Länge von ca. 25.00 m und eine Breite von ca. 12.00 m auf. Die talseitige Fassade musste mit einem Rücksprung versehen werden, damit die Baureglementsauflagen des Verhältnisses von Fassandenhöhe zu –breite eingehalten werden konnte. Der gesamte hintere Gebäudeteil, sowie das komplette Erdgeschoss, wurde konventionell mit Stahlbeton und Backsteinwänden projektiert. Der vordere Gebäudeteil, mit Ausnahme des Erdgeschosses, wird in ei-nem Hybridsystem – Massivbau in Verbindung mit Holzrahmenbau - ausgeführt. In diesem Bereich werden die vertikalen Lasten über HEA 120er Stahlstützen abgetragen und dazwischen werden Holzelementwän-de gestellt welch die Stahlstützen umschliessen und somit vor Einwirkungen durch Feuer bis zu 60 Minu-ten lang Schützen.

Der Schemaschnitt des Holzbauers zeigt noch eine RRw Stütze, dies wird für die Ausführung noch angepasst.

Das Dachgeschoss wird komplett in Holzrahmenbauweise ausgeführt. Die Holzelementwände werden mit dem Massiven Stahlbetontreppenhaus - “Erdbebenkern“ – verbunden, um eine höhere Steifigkeit des Stockwerkes zu erzielen. Die Komplexität der zahlreich nachzuweisenden Holzverbindungen sowie der ge-samten Inneren Wiederstandsfähigkeit des Holzsystembaus liess uns für die Dimensionierung des Gebäu-des zum Schluss kommen, dass die Lasten des Dachstockes als reine Auflast für die Erdbebenberech-nung berücksichtigt werden. Im Abschnitt 3.2 Nachweis der Sekundären Bauteile, wird die zu erwartende Einwirkung infolge Erdbebens ermittelt und den Dimensionierungsgrössen aus dem Lastfall Lawine gegen-übergestellt.


Wahl der Tragkonstruktion:

Anhand der bereits erwähnten Rahmenbedingungen wurde ein Konzept für die Tragstruktur entwickelt. Dabei wurden folgende Punkte Berücksichtigt:

- Auflage Murgang und Lawine 2.50 bzw. 4.00 m hohe Seiten und Rückwände

- Wandscheiben mit einer Mindestlänge von 1.80 m

- Türen und Fensteröffnungen wurden den Wandlängen abgezogen

- Möglichst sxmetrische Anordnung der Wandscheiben (wo möglich)

- Wandscheiben mit einer stärke ≥ 0.20 m

Anhand dieser Kriterien konnte die auf der unten ersichtlichen Grafik rot gekennzeichnete Tragstruktur er-arbeitet werden

Deine symetrische Anordnung der Wandscheiben war nur für Wände mit einer Ausrichtung in Richtung der Y-Achse möglich. Die Massierung der in X-Richtung liegenden Wände musste in Kauf genommen werden, da die Anwendung eines Hybridbausystems zu grosse Vorteile in Bezug auf die Bauzeit mit sich bringt.

Auch dürfte bei Betrachtung der Verteilung der Wände bereits klar sein, dass bei diesem Gebäude hohe Torsionskräfte auftreten werden, da sich der Schubmittelpunkt nahe an der langen Rückwand befinden muss. Hierzu aber mehr im Abschnitt 2.3 Lage des Massen- Steifigkeitszentrums.


RX1 RX2 RX3 RX4

RX6

RX5

RY1 RY4RY3

RY5

RY6 RY7

RY8RY9 RY10

RY2

lw [m] bw [m]

RX1 4.48 0.20

RX2 2.43 0.20

RX3 10.99 0.20

RX4 4.20 0.20

RX5 1.95 0.22

RX6 2.26 0.22

RY1 3.22 0.20

RY2 3.56 0.22

RY3 3.44 0.22

RY4 3.22 0.20

RY5 1.84 0.22

RY6 2.17 0.22

RY7 2.17 0.22

RY8 1.84 0.22

RY9 5.51 0.22

RY10 5.51 0.22

AbmessungenWandscheibe

2 MODELLBILDUNG

2.1 3D- Modellierung

Die Einwirkungen aus dem Lastfall Erdbeben wurden mit Hilfe der CUBUS-Programme berechnet unter Einbezug von grafischen Auszügen aus der 3D-Modellierung werden Berechnungen und Diskussionen vi-suell unterstützt. Die für die Berechnungen angenommenen aussteifenden “Erdbebenwände“ wurden nach den Kriterien und Erläuterungen des Abschnittes 1.2 Beschrie des Bauvorhabens ermittelt.

Anhand der erwähnten Kriterien konnten die folgenden Wandscheiben, zur Berechnung der Erdbebensi-cherheit, in der 3D-Modellierung eingegeben werden.

Da das hier behandelte Bauprojekt bereits im Kanton Wallis im Rahmen des Baubewilligungsverfahrens aufgelegt wurde, hält sich der Bericht nahe an den Vorgaben des Kantons.

Im weiteren Verlauf der Arbeit werden nur die absolut notwendigen Auszüge aus dem Berechnungspro-gramm verwendet. Im Rahmen der Arbeit wurden auch bereits erste Ingenieurspläne erstellt, um die vor-geschlagenen Konstruktiven Massnahmen zu veranschaulichen. Dabei wurde bereits auf eine Etappierung der Betonierarbeiten geachtet. Grundsätzlich wurde darauf geachtet, dass möglichst homogene Armie-rungsquerschnitte verwendet werden konnten.


2.2 Ermittlung der Stockwerksmassen

Wie in Abschnitt 1. Projektbeschrieb bereits erwähnt, wird das Erdgeschoss konventionell, die Etagen 1 + 2 in einem Hybridbau Holz/Stahlbeton und der Dachstock in reinem Holzrahmenbau ausgeführt. Für die Lastaufteilung auf die jeweiligen Etagen und zur Ermittlung des äquivalenten Einmassenschwingers, wurde die Masse des Dachgeschosses zur Masse der darunterliegenden Etage hinzugefügt. Der Einbindehori-zont liegt auf der Höhe der Bodenplatte, da keine Unterkellerung geplant ist.

Die Berechnung der zu berücksichtigenden Massen wurde anhand der SIA-Normen 260/261 ausgeführt. In den Tabellen auf der folgenden Seite werden die Angenommenen Lasteinwirkungen und Faktoren darge-stellt. Die Lasten der Dachkonstruktion, der .Stahlbetondecken und der Tragenden sowie nichttragenden Innen und Aussenwände wurden in einer jeweils separaten Tabelle aufgeführt.

Die dabei zur Anwendung kommenden Baustoffe für tragende und nicht tragende Elemente wurden wie folgt gewählt:

Eigenschaften des Betons:

Betongüte C25/30 fcd = 16.5 N/mm2 Ecm = 28‘000 N/mm2 fck = 25 N/mm2

Eigenschaften des Betonstahls:

Stahlgüte B500B Duktilitätsklasse B500B fsk = 500 N/mm2 εuk = > 5.0

(ft/fs)k 1.08 fsd = 435 N/mm2

Der Verhaltensbeiwert für das gesamte Bauwerk wurde mit q = 2.0 gewählt, es wird also ein rein elasti-schen Verhalten der Tragstruktur angenommen und für die Dimensionierung berücksichtigt.

Die tragenden Stahlstützen bestehen aus HEA 120 Profilen mit einer Stahlgüte S235.


Nutzlasten

gemäss SIA 261qr [kN/m

2] Ψ Ψ Ψ Ψ 2i

ΨΨΨΨ 2i • qr

[kN/m2]

Verkaufsräume 5.0 0.6 3.0

Büroräume 3.0 0.3 0.9

Wohnräume 2.0 0.3 0.6

Balkone 3.0 0.3 0.9

Bauelemente Eigengewicht

G [kN/m ]

γγγγg γγγγg • G [kN/m2]

Dach Dachabdeckung 0.60 1.0 0.60

Isolation 0.04 1.0 0.04

Holztragwerk 0.36 1.0 0.36

Schnee 7.50 0.41 3.08

Total Dach: 4.08

Decken Stahlbetondecken 20 cm 5.00 1.0 5.00

Isolation 6.0 cm + Überzug 8.0 cm 1.50 1.0 1.50

Total Decken : 6.50

Wände Tragende Wände (Innen und Aussen) ~ 3.5 1) 1.0 3.5

Nichttragende Wände 1.0 1.0 1.0

Total Wände : 4.5

1) Effektive Masse gemäss Gebäudemodell in Cedrus-6 (unterschiedlich in jedem Geschoss) Die berechneten Stockwerksmassen aus der 3D-Modellierung ergeben eine Massenverteilung von 340.30 t für das Erdgeschoss, 330.91 t für das erste Obergeschoss und 556.49 t für das zweite Obergeschoss in-klusive der Masse für das Dachgeschoss. Die oben angeführte Tabelle beinhaltet die relevanten Massen pro Stockwerk. Zudem wurde erneut aufge-zeigt, dass das Dachgeschoss in der Modellbildung als reine Auflast betrachtet und in die Stockwerksmas-se des 2. OG integriert wurden.

Stockwerke Masse in kN Masse in kN

1. Erdgeschoss 3'403 KN 3'403 KN

2. 1. Obergeschoss 3'309 KN 3'309 KN

3. 2. Obergeschoss 3'569 KN 5'565 KN

4. Dachgeschoss 1'996 KN

∑ = 12'277 kN ∑ = 12'277 kN


L1-M: 340.30 t, Position [m]: 12.25, -5.60, 2.67

L2-M: 330.91 t, Position [m]: 12.23, -5.62, 5.34

L3-M: 556.49 t, Position [m]: 12.27, -5.60, 8.01

Combinaison de masses M:3 Chargements impliqués

x

z

2.3 Lage des Massen- Steifigkeitszentrums:

Durch einen überschlägigen und vereinfachten Nachweis mittels Handberechnung, wird im Folgenden eine Überprüfung der 3D-Modellierung durchgeführt. Die Vereinfachungen für die Handrechnung beziehen sich dabei auf das Weglassen der Balkone und des Ignorierens der Aussparung für das Treppenhaus. Das Massenzentrum aus der 3D-Modellierung, wie in der unten aufgeführten Grafik ersichtlich, kam unter den folgenden Koordinaten zu liegen: Abstand zu Nullpunkt in X-Richtung = ca. 12.30 m Abstand zu Nullpunkt in Y-Richtung = ca. -5.60 m Die effektive Exzentrizität zwischen Massenzentrum M und Steifigkeitszentrum S wird automatisch vom 3D-Modell berücksichtigt und in Rechnung gestellt. Aus der Tabelle im Abschnitt 3.1 Parameter für die rechnergestützte Modellierung, Schritt 4: Berücksichti-gung der Torsionseinwirkung kann eine Verschiebung des Massenzentrums zu Steifigkeitszentrum von 5.30 bzw. 0.40 m herausgelesen werden. Dies wird nun durch die Handrechnung überprüft.


Kontrolle durch grobe Handrechnung:

Die Steifigkeiten Ix und Iy kann man aus der Tabelle in Abschnitt 3.1 Parameter für die rechnergestützte Modellierung herausgelesen werden. Die Aussparung des Treppenhauses wurde für die Bestimmung des Massenschwerpunktes vernachlässigt.

Die Kurze Kontrolle per Handrechnung zeigt, dass gegenüber der 3D-Modellierung nur geringfügige Ab-weichungen auftreten und die Massenschwerpunkte der Modellierung korrekt sind. Die grössere Abwei-chung ey kann durch die Vernachlässigung der Aussparungen, der Balkone usw. begründet werden und gilt als akzeptiert.


Höhe SchlankheitZugelassene

Steifigkeit

Länge L w Breite b w hw hw / Lw Ix Iy EIfiss / EInon fiss[m] [m] [m] [-] [m4] [m4] [%]

RX1 X 4.48 0.20 8.01 1.79 1.50 50

RX2 X 2.43 0.20 8.01 3.30 0.24 50

RX3 X 10.99 0.20 8.01 0.73 22.12 50

RX4 X 4.20 0.20 8.01 1.91 1.23 50

RX5 X 1.95 0.22 8.01 4.11 0.14 50

RX6 X 2.26 0.22 2.67 1.18 0.21 50

RY1 Y 3.22 0.20 8.01 2.49 0.56 50

RY2 Y 3.56 0.22 8.01 2.25 0.83 50

RY3 Y 3.44 0.22 8.01 2.33 0.75 50

RY4 Y 3.22 0.20 8.01 2.49 0.56 50

RY5 Y 1.84 0.22 8.01 4.35 0.11 50

RY6 Y 2.17 0.22 8.01 3.69 0.19 50

RY7 Y 2.17 0.22 8.01 3.69 0.19 50

RY8 Y 1.84 0.22 8.01 4.35 0.11 50

RY9 Y 5.51 0.22 2.67 0.48 3.07 50

RY10 Y 5.51 0.22 2.67 0.48 3.07 50

Total = 9.42 25.44

Bezeichnung RichtungAbmessungen

Steifigkeit zu 100%

3 NACHWEIS ERDBEBENSICHERHEIT

3.1 Parameter für die rechnergestützte Model-

lierung

Schritt 1: Bestimmung der Parameter für die Erdbebenberechnung

Erdbebenzone : Zone 3b

Agd = 1.6 m/s2

Bauwerksklasse : BWK 1

Bedeutungsfaktor : γf = 1

Baugrundklasse : C � S = 1.15 (Siehe geotechnischer Bericht GéoVal SA, 1950 Sion, Anhang X)

Aufgrund der oben erwähnten Bauwerksklasse 1 und der daraus resultierenden Anforderungen an ein Ge-bäude und infolge der massiven Auslegung der Tragstruktur (Lastfall Lawine), wurde der Verhaltensbeiwert für die Tragstruktur auf q = 2.0 angesetzt. Die Reduktion der Steifigkeiten wurde auf 50% angesetzt, es werden keine kleineren Werte zugelassen um die Verformungen des Gebäudes möglichst gering zu halten.

Die nachfolgende Tabelle listet die für die Berechnung berücksichtigten Wandscheiben auf. Dabei wurden deren Abmessungen, Schlankheitsgrad, Steifigkeit und die zugelassene Abmilderung der Steifigkeit darge-stellt.


In X-Richtung

Stockwerk H_Stockwerk M_Stockwerk ENr. [m] [t] [GPa]

1 3.65 340.3 282 3.65 330.93 3.65 556.5 Effektive Steifigkeit [%]

T [s]0.18

50

I[m4]

5.62f [Hz]

25.44

In Y-Richtung

Stockwerk H_Stockwerk M_Stockwerk ENr. [m] [t] [GPa]

1 3.65 340.3 282 3.65 330.93 3.65 556.5 Effektive Steifigkeit [%]

T [s]0.29

50

I[m4]

3.42f [Hz]

9.42

Schritt 2: Bestimmung der Grundschwingzeit

Die Grundschwingzeit eines Gebäudes kann auf verschiedene weisen Berechnet bzw. näherungsweise bestimmt werden. Um die Computer gestützte Berechnung zu kontrollieren, kann man zum einen die Faustformeln (39) und oder (40) aus der SIA-Norm 261 verwenden oder zum anderen die Methode nach Rayleigh anwenden. Im Folgenden werden die Formel (39) und die Rayleigh Methode mit der Computerbe-rechnung verglichen und deren Resultate diskutiert.

Handrechnungen gem. SIA 261:

Formel (39) T1 = Ct * h0.75 � T1 = 0.050 * 11.500.75 = 0.31s

Berechnung nach Rayleigh:

Grundschwingzeit aus Bemessungsprogramm:

Die durch die rechnergestützte Modellierung erhaltene Grundschwingzeit beträgt für das hier behandelte Bauwerk in jeder Hauptrichtung:

T1x = 0.19 s T1Y = 0.27 s

Eine Darstellung der Berechneten Grundschwingzeiten aus dem 3D-Modell finden sie auf den folgenden Seiten unter Schritt 3.

Diskussion:

Die Handrechnungen Nach SIA 216 welche nur von der Gebäudehöhe abhängig sind, sollten zur Bestim-mung einer realitätsnahen Grundschwingzeit nicht herbeigezogen werden. Die Berechnete Grundschwing-zeit nach Formel (39), würde für ein Gebäude über einem Baugrund der BGK C und der hier vorhandenen Gebäudehöhe von 11.50m eher konservativ ausfallen. Überträgt man den berechneten Wer von 0.31 s in das idealisierte Antwortspektrum der Norm, so wird dieser im Plateaubereich des Spektrums zu liegen kommen. Dies hat zur Folge, dass der anzuwendende Ordinatenwert des Bemessungsspektrums den ma-ximal möglichen Wert annimmt. Dies kann dazu führen, dass die einwirkenden Kräfte unnötig erhöhen werden. Zudem können die Grundschwingzeiten nicht für jede Hauptrichtung getrennt bestimmt werden, was zu einer gewissen Unschärfe führt. Die Methode nach Rayleigh hingegen bildet die Realität schon sehr gut nach und sollte wann immer möglich zur Kontrolle der rechnerischen Daten herbeigezogen wer-den. In unserem Fall stimmten die Werte nach Rayleigh um 0.1-.02 s mit den Werten der 3-Modellierung überein. Der Ausgabewert von 0.19 liegt in unserem Fall jedoch nur sehr knapp unterhalb des Plateaus und führ somit nicht zu einer erhofften Verkleinerung der Schnittkräfte.


Wie auf der oben angefügten Grafik ersichtlich liegen die Werte für Sd sehr nahe beieinander.

Schritt 3: Berechnung der Parameter für das Bemessungsspektrum:

Der Tabelle 24 aus der SIA-Norm 261 auf S. 65 kann man für einen Baugrund der Klasse C folgende Wer-te entnehmen:

S = 1.15 TB = 0.2 s TC = 0.6 s TD = 2.0 s

Aus den vorangegangenen Berechnungen zur Bestimmung der Eigenschwingzeit und unter Berücksichti-gung der Formeln in der SIA-Norm 261 S. 66, kann Sd wie folgt bestimmt werden.

SIA 261 Formel (31) (0 ≤ T ≤ TB) � (0 ≤ 0.18 ≤ 0.20) � OK

Somit gilt für Sd Sd = γf * agd/g * S * [0.67 + (2.5/q – 0.67) * T/TB] � Sd = 0.22

Die Erhaltenen Werte aus der Norm dienen zur Überprüfung der Ausgabewerte aus den Rechnungspro-grammen. In unserem Fall stimmen die Werte überein und gellten somit als korrekt. Die folgenden Tabelle stellen für jede Hauptrichtung, die massgebenden Eigenmodes, deren Schwingzeit T, die dabei aktivierten Modalen Massen, den ordinatenwert des Bemessungsspektrums Sd und die Einwirkende Kraft Fd dar.

Dabei gilt für Fd: Fd = m * a � Fd = Sd * g * m


Höhe Richtung CR CM e=CM-CR b Fdi Fdi(0.05b)

[m] [m] [m] [m] [m] [kN] [kNm]

8.01 X -0.27 -5.6 -5.33 13.55 1711.63 1159.63

Y 11.84 12.27 0.43 24.87 1764.53 2194.19

5.34 X -0.27 -5.62 -5.35 13.55 678.53 459.70

Y 11.84 12.23 0.39 24.87 699.5 869.83

2.67 X -0.18 -5.6 -5.42 13.55 348.9 236.38

Y 12.23 12.25 0.02 24.87 359.68 447.26

Eigenmode T me % Sd Fd

[s] [t] [kN]

Dyn_5 0.19 496 40 0.22 1091

Dyn_1 0.52 368 30 0.23 846

Dyn_10 0.03 175 14 0.14 245

Dyn_6 0.08 126 10 0.17 214

Total 1165 95 1419

Eigenmode T me % Sd Fd

[s] [t] [kN]

Dyn_5 0.19 875 71 0.23 2013

Dyn_1 0.52 256 21 0.15 384

Total 1165 92 2049

Die Berechnung von Fd total erfolgte nach der SRSS- Regel (10912+8462+2452+2142)1/2

Die Berechnung von Fd total erfolgte nach der SRSS- Regel (10912+8462+2452+2142)1/2

Wie zu erwarten, aktiviert der erste Eigenmode bereits eine grosse Masse wobei in unserem Fall der fünfte Eigenmode, in Beiden Richtungen Massgebend wird. Aus den dargestellten Bemessungsspektren ist zu entnehmen, dass durch die vorhandenen Grundschwingzeiten, die Plateauwerte der Spektren massge-bend werden. Dies bedeutet für den weiteren Verlauf der Berechnungen, dass knapp unterschrittene Nachweise von 1-2% nicht akzeptiert werden.

Schritt 4: Berücksichtigung der Torsionseinwirkung

Die effektive Exzentrizität zwischen Massenzentrum M und Steifigkeitszentrum S wird automatisch vom 3D-Modell berücksichtigt. Die Torsionseinwirkungen sind mit der Ersatzkraft der ersten Eigenfrequenz ge-rechnet. Zufällige Exzentrizität gemäss SIA 261 Art. 16.5.3.4

Die letzte Spalte zeigt die angreifenden Kräfte in jeder Hauptrichtung auf Höhe der jeweiligen Stockwerks-decken.


3.2 Nachweis der Sekundären Bauteile

Der hier behandelte Bau weist grundsätzlich zwei Arten von nicht tragenden Wänden auf. Zum einen ha-ben wir Innenwände aus Holzständerkonstruktionen und zum anderen nichttragende Aussenwände aus Holzelementen. Der Nachweis für die nichttragenden Holzelementwände wird anhand der Formel (49) aus der SIA-Norm 261 S. 72 geführt. Zunächst wird auf eine Berechnung der Eigenschwingzeit der Bauteile verzichtet und Ta = T1 gesetzt. Dies ist eine sehr konservative Herangehensweise, da dadurch angenom-men wird, dass zwischen dem Gebäude und der nichttragenden Wand Resonanzen entstehen. Wird der Nachweis nicht erfüllt, ist eine Bestimmung der Eigenschwingzeit zwingend durchzuführen.

Wandaufbau der nichttragenden Aussenwand aus Holz:

Die hier Dargestellte Wandkonstruktion weist ein Raumgewicht von 1.42 kN/lm auf und ist oben wie unten gegen seitliches auskippen aus der Ebene gehalten.

Berechnung der anzusetzenden Horizontalkraft gemäss SIA-261 Formel (49):

Parameter:

γf = 1 agd = 1.6 m/s2 S = 1.15 Ga = 1.42 kN/lm za = 9.50 m

h = 11.50 m g = 10 kN/s2 qa = 2 Ta = T1 = 1

Somit ergibt sich für Fa 1.05 kN

Länge der berechneten Wand L = 2.20 m


Das Reka Feriendorf in Zinal befindet sich wie Bekannt, im Auslaufbereich verschiedener Lawinentypen. Für das hier behandelte Bauteil ist die Druckwelle der von vorne auf das Gebäude wirkenden Staublawine massgebend. Die dabei freigesetzten Kräfte, Sog- bzw. Druckkräfte, fallen mit -2.1kN/m bzw. 4.0kN/m massiv höher aus als die berechnete Horizontalkraft infolge Erdbebeneinwirkung. Somit gilt der Nachweis für alle Sekundärbauteile der Aussenfassade als erfüllt. Die Innenwände im Dachgeschoss werden alle 25 cm mit der Betondecke bzw. Dachkonstruktion verbunden. Die innere Stabilität der Dachkonstruktion wird durch das Holzbauingenieursbüro Indermühle aus Thun nachgewiesen.

Die oben angefügte Grafik zeigt das Konstruktionsdetail der Aussenwandanschlüsse an die Betondecke. Rot dargestellt sind die massgebenden Einwirkungen aus dem Lastfall Lawine. Die verwendeten Verbin-dungsmittel Hilti HST M12 wurden mit einem Sicherheitsbeiwert von 1.5 bestimmt. Pro Laufmeter Wand ergibt sich durch die Verbindungsmittel eine Widerstandskraft von rund 14 to wonach auch ein Versagen der Verbindungsmittel ausgeschlossen werden kann.


RX1 X 50 -297 2375 311

RX2 X 50 -285 452 107

RX3 X 50 -571 6550 1979

RX4 X 50 -297 2004 285

RX5 X 50 -234 730 87

RX6 X 50 -222 1265 465

Summe 13376 3234

RY1 Y 50 -469 4417 552

RY2 Y 50 -559 2998 415

RY3 Y 50 -527 2187 346

RY4 Y 50 -452 4396 538

RY5 Y 50 -363 756 135

RY6 Y 50 -252 809 147

RY7 Y 50 -303 886 164

RY8 Y 50 -357 739 135

RY9 Y 50 -463 5398 2008

RY10 Y 50 -475 5406 2015

Summe 27992 6455

Wandscheibe RichtungZugelassene Steifigkeit

EIriss/EI0 [%]

Nd

[kN]

Md

[kN]

Vd

[kN]

3.3 Bestimmung der Schnittkräfte:

Zur Bestimmung der massgebenden Schnittkräfte pro Stockwerk und Wand wurden die im Abschnitt 3.1 Parameter für die rechnergestützte Modellierung ermittelten Stockwerkskräfte verwendet. Die Kräfte wur-den durch das 3D-Modell gemäss der SRSS-Regel superpositioniert. Im Folgenden werden nur die Be-rechneten Werte des Erdgeschosses dargestellt, da die hier auftretenden Kräfte aufgrund der massiv hö-heren Steifigkeit viel grösser ausfallen. Die restlichen Berechnungstabellen finden Sie im Anhang Darstel-lung der Resultate aus dem 3D-Modell.

Wie bereits angedeutet ist die Summe der Querkräfte viel höher als die gesamte horizontale Einwirkung auf das Erdgeschoss von rund 350 kN. Dies kann man auf die resultierenden Kräfte infolge Exzentrizität und dadurch generierte Torsionskräfte zurückführen. Hinzu kommt, dass das viel steifere Erdgeschoss ei-ne Kraftumleitung im Gebäude bewirkt was wiederum eine Erhöhung der Querkräfte zur Folge hat.


Mrd Md

lw [m] bw [m] Ø / Abstand [mm] ρe [%] Ø / Abstand [mm] ρw [%] [kNm] [kNm]

RX1 4.48 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 5973 2375 2.51

RX2 2.43 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 1845 452 4.08

RX3 2.53 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 1996 1259 1.59

RX4 4.20 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 5220 2004 2.60

RX5 1.95 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1208 658 1.84

RY1 3.22 0.20 6 Ø 18 / 150 1.70 12 / 150 1.30 4260 3460 1.23

RY2 3.56 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 4130 2998 1.38

RY3 2.25 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1698 1417 1.20

RY4 3.22 0.20 6 Ø 18 / 150 1.70 12 / 150 1.30 4254 3750 1.13

RY5 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1129 651 1.73

RY6 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1473 739 1.99

RY7 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1503 908 1.66

RY8 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1127 721 1.56

WandscheibeAbmessungen Bewehrung Randelemente Zentrumbewehrung

Mrd/Md

Mrd Md


RX1 4.48 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 6103 2375 2.57

RX2 2.43 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 1899 452 4.20

RX3 10.99 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 35545 6550 5.43

RX4 4.20 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 5336 2004 2.66

RX5 1.95 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1255 730 1.72

RX6 2.26 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1643 1265 1.30

RY1 3.22 0.20 12 Ø 18 / 150 1.70 12 / 150 1.30 5076 4417 1.15

RY2 3.56 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 4310 2998 1.44

RY3 3.44 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 3977 2187 1.82

RY4 3.22 0.20 12 Ø 18 / 150 1.70 12 / 150 1.30 5027 4396 1.14

RY5 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1201 756 1.59

RY6 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1544 809 1.91

RY7 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1579 886 1.78

RY8 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1198 739 1.62

RY9 5.51 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 9457 5398 1.75

RY10 5.51 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 9479 5406 1.75

Abmessungen Bewehrung Randelemente ZentrumbewehrungWandscheibe Mrd/Md

3.4 Tragwiederstandsnachweis

Die Bemessung der Bewehrungen erfolgte durch Annahme eines nicht-duktilen Verhaltens der Tragwände q = 2. Es wurde versucht, eine möglichst homogene Armierung zu dimensionieren, um die Anzahl an Posi-tionen für die Erdbebenarmierung möglichst gering zu halten. Es wurde eine Armierung mit 12er Eisen und einer Teilung von 15 cm gewählt. Eine erste Berechnung mit 10er Eisen führte in manchen Wandscheiben zum Versagen. Auf die Darstellung dieses Schrittes wurde jedoch verzichtet.

Die nachstehenden Tabellen zeigen auf, dass jede Erdbebenwand pro Stockwerk und spezifischer Beweh-rung eine ausreichend hohe Tragsicherheit aufweist. Minimal und Maximalarmierungsgehalte wurden nicht unter oder überschritten.

Erdgeschoss:

1. Obergeschoss:


Mrd Md


RX1 4.48 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 5857 1282 4.57

RX2 2.43 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 1778 203 8.76

RX3 2.53 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 1934 155 12.48

RX4 4.20 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 0.75 5116 1070 4.78

RX5 1.95 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1165 279 4.18

RY1 3.22 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 1.30 3157 1502 2.10

RY2 3.56 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 3958 1467 2.70

RY3 2.25 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1609 345 4.66

RY4 3.22 0.20 12 / 150 0.75 12 / 150 1.30 3154 1740 1.81

RY5 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1059 260 4.07

RY6 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1408 304 4.63

RY7 2.17 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1428 398 3.59

RY8 1.84 0.22 12 / 150 0.69 12 / 150 0.69 1058 310 3.41

WandscheibeAbmessungen Bewehrung Randelemente Zentrumbewehrung

Mrd/Md

RX1 RX2 RX3 RX4

RX6

RX5

RY1 RY4RY3

RY5

RY6 RY7

RY8RY9 RY10

RY2

2. Obergeschoss

Auffällig sind die Wandscheiben RY1 und RY4 welche etwas höhere Wiederstände generieren müssen. Betrachtet man die Lage dieser Wände, links bzw. rechts aussen, so ist das Auftreten von höheren Kräften in diesen Wänden auf die Torsion des Gebäudes zurückzuführen und überrascht deshalb nicht

Es gilt zu berücksichtigen, dass die beiden Aussenwände, in der oberen Grafik blau dargestellt, ebenfalls aus Stahlbeton mit einer Wandstärke von 20 cm bestehen. Sie flossen jedoch nicht in die Erdbebenbe-rechnung mit ein, da sie durch das dort angebrachte Fenster stark geschwächt werden und somit Wand-scheiben mit einer Länge ≤ 1.80 m entstehen. Dennoch werden diese Wände bei einem Erdbebenereignis Kräfte übernehmen und zu einer Verringerung der Einwirkungen auf RY1 und RY4 beitragen.

Die Armierung der beiden Wandscheiben RY1 und RY4 wir wie oben dargestellt ausgeführt. Dabei ist da-rauf zu achten, dass die umschliessenden Randbügel mit einem 135° abgewinkelten Endhacken ausge-führt werden. Dadurch kann vermieden werden, dass sich die Bügel bei zyklischer Beanspruchung öffnen.


3.5 Überprüfung des Querkraftwiederstandes

und der Verbindung von Decken- zu Wan-

delementen

Um überprüfen zu können, ob die Wand in sich und der Anschluss der Wand an Die Decke einen genü-gend hohen Wiederstand aufweisen, wurde ein Nachweis des Querkraftwiederstandes in der Wand und ein Nachweis auf Abscherung der Anschlusseisen in die darüberlegende Decke geführt. Die Nachweise wurden anhand der Ziffern 4.3.3 bzw. 4.3.4 der SIA 262 geführt. Die dabei angenommene Druckfeldnei-gung α wurde auf 45° angesetzt. Im Falle eines Versagens der Wandscheibe wird der Nachweis erneut mit einer Druckfeldneigung von 40° nachgewiesen.

Berechnungsbeispiel Querkraftswiederstand:

Bügeldurchmesser 8 mm � 50.3 mm2 X 2 = 100.6 mm2

Bügelabstand 150 mm

Hebelarm der inneren Kräfte z lw X 0.8 = 3584 mm

Fliessgrenze Betonstahl fsd 435 N/mm2

Druckfeldneigung α 45°

VRd,s = 100.6 mm2 /150 mm2 X 3584 mm X 435 N/mm2 = 1045.6 kN

Umgerechnet auf 1 lm der Wandscheibe beträgt der Wiederstand: 233.4 kN/m

Berechnungsbeispiel Deckenanschluss:

Durchmesser der stehenden Armierung 12 mm � 113 mm2 X 2 = 226 mm2


Reduktionsfaktor kf 0.8


VRd,s = 226 mm2 X 6.66 X 4.48 m X 435 N/mm2 X 0.8 = 1565.8 kN

1.5

Umgerechnet auf 1 lm der Wandscheibe beträgt der Wiederstand: 349.5 kN/m


Vd Vrd Probe

lw [m] bw [m] [mm] [mm] [kN] [kN] Vrd/Vd ≥ 1

RX1 4.48 0.20 8 150 311 1045 3.36

RX2 2.43 0.20 8 150 107 567 5.30

RX3 10.99 0.20 8 150 1979 2563 1.30

RX4 4.20 0.20 8 150 285 980 3.44

RX5 1.95 0.22 8 150 87 455 5.23

RX6 2.26 0.22 8 150 465 527 1.13

RY1 3.22 0.20 8 150 552 751 1.36

RY2 3.56 0.22 8 150 415 830 2.00

RY3 3.44 0.22 8 150 346 802 2.32

RY4 3.22 0.20 8 150 538 751 1.40

RY5 1.84 0.22 8 150 135 429 3.18

RY6 2.17 0.22 8 150 147 506 3.44

RY7 2.17 0.22 8 150 164 506 3.09

RY8 1.84 0.22 8 150 135 429 3.18

RY9 5.51 0.22 10 150 2008 2393 1.19

RY10 5.51 0.22 10 150 2015 2393 1.19

Abmessungen Horizontal BewehrungWandscheibe

Vd Vrd Probe


RX1 4.48 0.20 8 150 411 1045 2.54

RX2 2.43 0.20 8 150 95 567 5.97

RX3 2.53 0.20 8 150 416 590 1.42

RX4 4.20 0.20 8 150 353 980 2.78

RX5 1.95 0.22 8 150 143 455 3.18

RY1 3.22 0.20 8 150 741 751 1.01

RY2 3.56 0.22 8 150 589 830 1.41

RY3 2.25 0.22 8 150 404 525 1.30

RY4 3.22 0.20 8 150 763 895 1.17

RY5 1.84 0.22 8 150 148 429 2.90

RY6 2.17 0.22 8 150 161 506 3.14

RY7 2.17 0.22 8 150 194 506 2.61

RY8 1.84 0.22 8 150 156 429 2.75

WandscheibeAbmessungen Horizontal Bewehrung

Fazit:

Aus den beiden kurzen Handrechnungen ist ersichtlich, dass der generierte Schubwiederstand in den Fu-gen der zusammengesetzten Bauteile (359.6 kN/m) - Decke zu Wand - wesentlich höher ausfällt als die in-nere Querkraftresistenz der Wand (233.4 kN/m). Die unten aufgeführten Tabellen beschränken sich aus diesem Grund auf einen Nachweis des Querkraftwiederstandes in der jeweiligen Wandscheibe und aufge-teilt pro Stockwerk. Erdgeschoss:

Die Wandscheiben RY9 und RY10 wurden mit α = 40° nachgewiesen

1. Obergeschoss

Die Wandscheibe RY4 wurde mit α = 40° nachgewiesen


Vd Vrd Probe


RX1 4.48 0.20 8 150 478 1045 2.19

RX2 2.43 0.20 8 150 76 567 7.46

RX3 2.53 0.20 8 150 58 590 10.17

RX4 4.20 0.20 8 150 397 980 2.47

RX5 1.95 0.22 8 150 103 455 4.42

RY1 3.22 0.20 8 150 563 751 1.33

RY2 3.56 0.22 8 150 541 830 1.53

RY3 2.25 0.22 8 150 129 525 4.07

RY4 3.22 0.20 8 150 652 751 1.15

RY5 1.84 0.22 8 150 98 429 4.38

RY6 2.17 0.22 8 150 107 506 4.73

RY7 2.17 0.22 8 150 150 506 3.37

RY8 1.84 0.22 8 150 117 429 3.67

Abmessungen Horizontal BewehrungWandscheibe

2. Obergeschoss

Der Nachweis der ausgewählten Querkraftbewehrung wurde in allen betrachteten Wandscheiben erfüllt. Es sind keine Anpassungen an den projektierten Bauteilen vorzunehmen und auch nicht vorgesehen. Ledig-lich die Wandscheiben RY9 und RY10 des Erdgeschosses und die Wandscheibe RY4 des ersten Oberge-schosses mussten mit einer Druckfeldneigung von 40° neu nachgewiesen werden. Das Ziel auch für die Querkraftbewehrung eine möglichst homogene Verteilung zu erhalten konnte somit auch hier erreicht wer-den.


3.6 Überprüfung der Verformungen

Um Schäden an den unterschiedlichen Tragelementen aus Beton und Mauerwerk vermeiden zu können, schlägt der Eurocode 8 einen Richtwert von 0.6%, bezogen auf die jeweilige Stockwerksverschiebung, vor.

In unserem Fall bedeutet dies für eine Stockwerkshöhe von 2.67 m, dass die jeweiligen Verschiebungen zwischen den Massgebenden Decken bestimmt werden müssen und danach ins Verhältnis mit der Stock-werkshöhe gesetzt wird.

Die Prüfung wird mit 100% der Dimensionierungskräfte durchgeführt. Die Ergebnisse berücksichtigen auch hier den Verhaltensbeiwert q = 2.

X-Richtung

Stockwerk Massgebende Hähe für

das Bauteil [m]

Verformung [mm]

Verf. [%]

< 0.6 %

Erdgeschoss 2.67 4.0 0.15 ok

1. Obergeschoss 2.67 10.5 0.39 ok


Y-Richtung

Stockwerk Massgebende Höhe für

das Bauteil [m]

Verformung [mm]

% < 0.6 %

Erdgeschoss 2.67 4.6 0.17 ok



Mit diesem Nachweis konnte auf einfache Art aufgezeigt werden, dass die Auftretenden Stockwerksver-formungen, ohne Schäden zu erzeugen, von den Mauerwerkswänden aufgenommen werden können.

Nachweis der Gebrauchstauglichkeit

Ein Nachweis der Gebrauchstauglichkeit ist für Gebäude der BWK I nicht zwingend durchzuführen. Da die auftretenden Stockwerksverschiebungen und die ermittelten Schnittkräfte über genügend hohe Reserven verfügen, wurde auf ein Nachweis der Gebrauchstauglichkeit verzichtet.


3.7 Konstruktive Massnahmen

Die erhaltenen Schnittgrössen aus der Erdbebenberechnung können ohne grösseren Aufwand durch die Projektierte Tragstruktur aufgenommen werden. Die Stahlbetonwände weisen kein Versagen auf Zug Druck oder Schub auf. Die Deckenanschlüsse sowie alle nichttragenden Wandscheiben können die auf sie wirkenden Kräfte und Verformungen aufnehmen. Die auftretenden vertikallasten im Bereich der Bodenplat-te können hingegen nur bedingt aufgenommen werden. Dies hat zur Folge, dass die Bodenplatte unterhalb der Erdbebenwände verstärkt werden muss. Im folgenden Abschnitt werden die getroffenen Konstruktiven Anpassungen erläutert und visualisiert.

Aufnahme der Normalkraft durch die Bodenplatte:

Im Bereich der zyklischen Belastung auf Zug und Druck unterhalb der Wandscheiben RY1 – RY8 und RX5 – RX6 musste die Bodenplatte Verstärkt und mit Zulagen versehen werden. Die Kräfte welche auf die aus-sen liegende Wandscheiben einwirken, können dank des dort vorhandenen Frostriegels, ohne weitere Massnahmen in den Baugrund eingeleitet werden.

Die oben angefügte Grafik zeigt einen Auszug aus dem Schalungsplan N° 805-101 der Bodenplatte. Da-rauf sind die soeben beschriebenen Verdickungen der Bodenplatte ersichtlich. Unten ein Detailschnitt durch die Bodenplattenverstärkung.


Armierung der auszuführenden Stahlbetonwände:

Wie Im Abschnitt Tragwiederstandsnachweis bereits Skizzenhaft dargestellt, wurde Insbesondere beim Einbau von Umschnürungsbewehrung, in den plastischen Zonen am Ende der Wände, auf Bügel mit 2 Endhacken und einer 135°-Abbiegung geachtet. Dies gewährleistet, dass sich die Bügel bei einer zykli-schen Erdbebeneinwirkung nicht öffnen und so zu einem Versagen des Bauteils führen können. in den plastischen Zonen am Ende der Wände. Die Verankerung der Erdebenkräfte in der Bodenplatte konnte erst durch Vertiefungen der Bodenplatte gewährleistet werden. Diese wurden wie unten dargestellt ausge-führt

In der oberen Grafik sind die Anschlüsse der Wände an die Bodenplatte ersichtlich. Unten wird die dimen-sionierte Wandbewehrung dargestellt.


3.8 Schlussbemerkungen

Die Hier vorliegende Arbeit konnte aufzeigen, dass der Projektierte Bau für das Feriendorf Zinal einem Erdbebenereignis gemäss SIA-Norm standhalten kann. Die inneren Widerstandskräfte VRd, NRd und MRd weisen eine genügend hohe Reserve auf um mögliche Unschärfen der Berechnungen aufzunehmen. Die benötigten Armierungsdurchmesser für stehende, liegende und Bügelarmierung, konnten alle in den vor-dimensionierten Wänden untergebracht werden. Einzig die Bodenplatte musste verstärkt werden, damit ei-ne Lastabtragung in den Baugrund sichergestellt werden konnte.


4 SELBSTDEKLARATION

Mit meiner Unterschrift bestätige ich, dass die für das CAS Erdbebensicherheit eingereichte Projektarbeit von mir selbständig konzipiert und eigenständig verfasst wurde

Autor:

Datum: 24.11.2014

Name: Markus Gutknecht

Adresse: Merlachfeld 219, 3280 Murten

Unterschrift: …………………………………….....................


5 ANHÄNGE

Folgende Unterlagen liegen als Anhang bei:

Pläne:

• N° 805-101 Bodenplatte Schalung • N° 805-102 Bodenplatte Armierung • N° 805-103B Wände EG Schalung • N° 805-104 Wände EG Armierung • N° 805-105 Decke über EG Schalung • N° 805-106 Decke über EG Armierung • N° 805-107 Wände 1. OG Schalung • N° 805-108 Wände 1. OG Armierung

Ausgaben 3D-Modell:

• Ausdruck aller relevanten Daten

Berichte:

• Geologisches Gutachten GeoVal SA • Lawinenbericht Nivalp SA • Hochwasserbericht Idealp SA

Projektarbeit CAS Erdbebensicherheit - JENZER · 1.2 Beschrieb des Bauvorhabens 4 2 Modellbildung 6...

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