Zur Erdbebengefährdung des Iran am Beispiel der Stadt Bam ...

Zur Erdbebengefährdung des Iran am Beispiel der Stadt Bam –

Analyse und Bewertung der verschiedenen Bauweisen und Untersuchung der Kappendecke als wesentliches Bauteil

vorgelegt von Dipl.-Ing.

Davood Urojzadeh Tazehkand

an der Fakultät VI Planen Bauen Umwelt

der Technischen Universität Berlin zur Erlangung des akademischen Grades

Doktor der Ingenieurwissenschaften - Dr.-Ing.-

genehmigte Dissertation

Promotionsausschuss:

Vorsitzender: Prof. Dr.-Ing. Fritz Neumeyer

Berichter: Prof. Dr.-Ing. Klaus Rückert

Berichter: Prof. Dr.-Ing. Frank U. Vogdt

Tag der wissenschaftlichen Aussprache: 27. Juli 2011

Berlin 2011

D83

Für Babak und Sara,

und die Kinder von Bam.

Vorwort

Die vorliegende Dissertation entstand von September 2004 bis Oktober 2009. Erste Anregung

zu dieser Arbeit war eine Vorlesung über Erdbebensicherheit, die der Lehrstuhl für Trag-

werksentwurf und -konstruktion der Technischen Universität Berlin im Jahre 1999 anbot. Das

Erdbeben in Bam im Jahre 2003 mit seinen verheerenden Folgen hat mit die Dringlichkeit des

Themas vor Augen geführt und mich dazu motiviert, darüber zu promovieren.

Mein ganz besonderer Dank gilt Herrn Prof. Dr.-Ing. Klaus Rückert für seine kontinuierliche und

intensive Betreuung während der gesamten Arbeitsphase, sowie für seine stets vorhandene

Gesprächsbereitschaft. Außerdem danke ich herzlich Herrn Prof. Dr.-Ing. Frank U. Vogdt für die

Übernahme des Koreferates.

Bei Herrn Dipl.-Ing. Uwe Haupt bedanke ich mich sehr für seine ständige Hilfsbereitschaft, für

das Lesen der Arbeit und für seine wertvollen Hinweise.

Ganz herzlich möchte ich mich bei meiner Tochter Sara Ginolas für ihre Hilfe bei der Korrektur

der Arbeit und ihre mentale Unterstützung bedanken. Sie hat sich trotz eigener Doktorarbeit

immer für mich Zeit genommen und sich auch als Geisteswissenschaftlerin für das Disser-

tationsthema interessiert.

Ebenfalls möchte ich mich an dieser Stelle bei allen bedanken, die hier nicht einzeln erwähnt

wurden, mich aber dennoch beim Gelingen der Arbeit unterstützt haben.

Davood Urojzadeh Tazehkand

Kurzdarstellung

In dieser Arbeit wurden zunächst die in Bam üblichen Bauweisen anhand von Bauschäden

durch Erdbeben analysiert und bewertet sowie Vorschläge für ihre Verbesserungen

unterbreitet.

Anschließend wurde die Kappendecke untersucht, um festzustellen ob durch das Einhalten

der im Code 2800 festgelegten Regeln eine Mindeststandsicherheit der Decke bei starken

Erdbeben gewährleistet ist. Hierfür wurde die Tragfähigkeit der Kappendecke unter

vertikalen und horizontalen Belastungen numerisch untersucht. Auf der Grundlage der

Ergebnisse aus den Berechnungen nach FEM wurde festgestellt, welchen Einfluss die

Anordnung der Zuganker sowie die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe mit

Diagonalstäben auf die Tragfähigkeit der Kappendecke haben.

Zum Schluss wurde die ermittelte horizontale Traglast der Deckenscheibe der Erdbeben-

Ersatzlast gegenübergestellt, um deren Erdbebensicherheit zu beurteilen.

Abstract

In this doctoral thesis initially the methods of construction commonly practiced in city of Bam

were analyzed and evaluated based on structural damage resulting from earthquakes.

Improvements were proposed.

The jack-arch roof (Kappendecke) was then examined to determine whether a minimum level of

stability is guaranteed in the event of severe earthquakes when the stipulations laid down in

Code 2800 are met. To this purpose, the carrying capacity of the jack-arch roof was

investigated numerically under vertical and horizontal loads. Based on the results of the FEM

calculations, the effect of the assembly of the tension rods and the horizontal bracing of the

ceiling plate with diagonal bars on the load carrying capacity of the jack-arch roof was

determined.

Finally, the resulting horizontal ultimate load of the ceiling plate was compared with the

earthquake load to assess its resistance to earthquake.

.

INHALTVERZEICHNIS

1 EINLEITUNG ........................................................................................................................ 5

1.1 Relevanz der Thematik ................................................................................................. 5

1.2 Aufgabenstellung .......................................................................................................... 6

1.3 Ziel der Arbeit................................................................................................................ 7

1.4 Aufbau der Arbeit .......................................................................................................... 7

2 ALLGEMEINES .................................................................................................................... 8

2.1 Erdbeben und ihre Ursachen ........................................................................................ 8

2.2 Tektonische Beben ....................................................................................................... 8

3 ERDBEBENGEFÄHRDUNG DES IRAN ............................................................................ 10

3.1 Tektonik des Iran......................................................................................................... 10

3.2 Erdbebengefährdung iranischer Städte ...................................................................... 11

3.3 Das Erdbeben in Bam im Jahre 2003......................................................................... 13

3.3.1 Intensität...................................................................................................................... 14

3.3.2 Erdbebengefährdung der Stadt Bam .......................................................................... 14

3.4 Der Code 2800............................................................................................................ 15

4 BAM .................................................................................................................................... 17

4.1 Gründung .................................................................................................................... 17

4.2 Die Zitadelle ................................................................................................................ 18

4.2.1 Die Kernstadt .............................................................................................................. 18

4.2.2 Die Stadtmauer ........................................................................................................... 18

4.2.3 Die alte Stadt Bam und die nationalen Monumente auf der Liste des UNESCO-

Weltkulturerbes ........................................................................................................... 19

2

4.3 Die neue Stadt Bam.................................................................................................... 19

5 BAUWEISEN IN BAM......................................................................................................... 20

5.1 Lehmbauten ................................................................................................................ 20

5.1.1 Der Code 2800 über Lehmbauten .............................................................................. 21

5.1.2 Gewölbearten.............................................................................................................. 22

5.1.3 Lehmbau - eine geeignete Bauweise für Wüstenregionen......................................... 26

5.2 Mauerwerksbauten...................................................................................................... 29

5.2.1 Traditionelle Mauerwerksbauten................................................................................. 29

5.2.2 Die Berücksichtigung von Mauerwerksbauten im Code 2800 .................................... 31

5.2.3 Mauerwerksbauten nach dem Inkrafttreten des Codes 2800 im Jahr 1988............... 33

5.2.4 Sichtmauerwerk .......................................................................................................... 33

5.3 Stahlbauten ................................................................................................................. 34

5.3.1 Entwicklung der Stahlskelettbauweise in Bam ........................................................... 34

5.3.2 Verhalten von Stahlbauten bei Erdbeben ................................................................... 34

5.3.3 Tragwerkssysteme...................................................................................................... 34

5.3.4 Schweißverbindungen................................................................................................. 47

5.4 Stahlbetonskelettbauten ............................................................................................. 48

5.4.1 Die Qualität des verwendeten Betons......................................................................... 48

5.4.2 Tragwerkssysteme...................................................................................................... 48

5.4.3 Weiches Erdgeschoss................................................................................................. 48

5.4.4 Verankerung der Riegelbewehrung ............................................................................ 49

5.4.5 Querbewehrung der Riegel......................................................................................... 50

5.4.6 Querbewehrung der Stiele .......................................................................................... 51

5.5 Decken ........................................................................................................................ 54

5.5.1 Die Kappendecke........................................................................................................ 54

5.5.2 Stahlbetonbalkendecke............................................................................................... 56

5.6 Zusammenfassung...................................................................................................... 57

6 SCHÄDEN DURCH ERDBEBEN ....................................................................................... 58

6.1 Lehmbauten ................................................................................................................ 58

6.1.1 Beschreibung der Schäden......................................................................................... 59

6.1.2 Bewertung und Vorschläge......................................................................................... 61

3 6.2 Mauerwerksbauten...................................................................................................... 66

6.2.1 Beschreibung der Schäden........................................................................................ 66


6.3 Stahlbauten ................................................................................................................. 77



6.4 Stahlbetonbauten ........................................................................................................ 95



6.5 Decken ...................................................................................................................... 101

6.5.1 Beschreibung der Schäden....................................................................................... 101

6.5.2 Bewertung und Vorschläge....................................................................................... 103

7 UNTERSUCHUNG DER KAPPENDECKE ...................................................................... 106

7.1 Allgemeines............................................................................................................... 106

7.1.1 Mechanische Eigenschaften der untersuchten Kappendecke.................................. 106

7.1.2 Lastannahmen .......................................................................................................... 107

7.1.3 Ermittlung der Erdbebenlasten ................................................................................. 108

7.2 Untersuchung der Kappe unter vertikaler Flächenlast aus Eigengewicht und

Verkehrslast .............................................................................................................. 113

7.2.1 Modellierung eines Streifens der Kappendecke als Scheibe.................................... 113

7.2.2 Berechnung der Scheibe........................................................................................... 114

7.2.3 Bewertung ................................................................................................................. 119

7.3 Die Untersuchung der Deckenscheibe unter horizontaler Belastung ....................... 121

7.3.1 Dreiseitig gelagerte Deckenscheibe mit Zugankern in den Mittelpunkten und

Diagonalstäben ( Fall 8) ............................................................................................ 124

7.3.2 Bewertung ................................................................................................................. 129

7.4 Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und

horizontalen Lasten................................................................................................... 132

7.4.1 Modellierung der Decke ............................................................................................ 132

7.4.2 Untersuchung der Kappendecke, vierseitig gelagert (Fall 1- 5) ............................... 134

7.4.3 Untersuchung der Kappendecke, dreiseitig gelagert (Fall 6- 9) ............................... 154

7.5 Bewertung der Untersuchung ................................................................................... 165

4

7.5.1 Einfluss der Zuganker auf die vertikale Traglast der Kappendecke ......................... 165

7.5.2 Einfluss der Zuganker auf die horizontale Traglast der Kappendecke ..................... 166

7.5.3 Einfluss der Aussteifung der Deckenscheiben mit Diagonalstäben auf die vertikale

Traglast der Decke.................................................................................................... 168

7.5.4 Einfluss der Aussteifung der Deckenscheiben mit Diagonalstäben auf die horizontale

Traglast der Decke.................................................................................................... 168

7.5.5 Beurteilung der Erdbebensicherheit der untersuchten Fälle..................................... 170

7.6 Schlussfolgerung....................................................................................................... 174

8 ZUSAMMENFASSUNG.................................................................................................... 176

ABBILDUNGSVERZEICHNIS................................................................................................... 186

TABELLENVERZEICHNIS........................................................................................................ 192

LITERATURVERZEICHNIS ...................................................................................................... 194

ANHANG 1 ................................................................................................................................ 199

ANHANG 2 ................................................................................................................................ 201

ANHANG 3 ................................................................................................................................ 225

1 EINLEITUNG

1.1 Relevanz der Thematik

Die iranische Platte gehört zu den erdbebengefährdetsten Gebieten der Welt. Sie liegt auf dem

mittleren Teil des Alpen-Himalaya-Gürtels, der von Portugal in Richtung Südeuropa und Türkei

läuft und bis Südostasien reicht. Viele iranische Städte wurden – zum Teil bereits mehrfach –

durch Erdbeben zerstört. Im zwanzigsten Jahrhundert ereigneten sich alle Erdbeben im Iran in

ländlichen, nicht dicht besiedelten Regionen. Die Stadt Bam, ausgesprochen [Bæm], in der

Provinz Kerman war mit einer Einwohnerzahl von ca. 100.000 die erste größere betroffene

Stadt. Ende 2003 wurde sie durch ein Beben der Stärke 6.5 auf der Richter-Skala zerstört.

Durch das Wachstum der iranischen Städte und neu errichtete Siedlungen auf Grund von

Landflucht und Bevölkerungswachstum ist die Gefährdung der Menschen gegenüber Erdbeben

enorm gewachsen. Heute würde ein Erdbeben, das im 20. Jahrhundert relativ wenig Todes-

opfer gefordert hätte, wegen der dichten Besiedlung der Menschen eine nationale Katastrophe

bedeuten.

Mehr als 50 % der Bauwerke in Bam sind nach Inkrafttreten des Codes 28001 im Jahr 1988

unter Verwendung hochwertiger Baumaterialen wie Stahl und Stahlbeton entstanden. Dies ließ

erwarten, dass zumindest die Bauwerke, die nach der Veröffentlichung der iranischen Norm

erstellt wurden, erdbebensicher seien. Das Erdbeben in Bam hinterließ jedoch eine verwüstete

Stadt mit mehr als 43.200 Toten2, 30.000 Verletzten und vielen Obdachlosen [Iie09].

Das Erdbeben in Bam wurde zu einer großen Bewährungsprobe für die im Iran üblichen

Bauweisen, denn die gewonnenen Erkenntnisse über die Schwachstellen der Bauwerke können

in anderen Städten dazu genutzt werden, die Gebäude im Rahmen der vor Ort zur Verfügung

stehenden technischen und finanziellen Möglichkeiten erdbebensicher zu machen. Die Unter-

suchung des Verhaltens von Bauwerken und Bauschäden bei Erdbeben bietet die Möglichkeit,

die Eignung der im Land üblichen Techniken, Materialien und Methoden zur Herstellung von

Bauwerken zu beurteilen, um das nicht Bewährte zu verbessern oder zu ersetzten. Kurz nach dem Erdbeben in Bam besuchte der Verfasser die Stadt, um die Bauschäden zu

studieren und zu analysieren. Aufgrund seines Studiums in Deutschland und einer langjährigen

Erfahrung in der deutschen Bauindustrie als Baustatiker hatte der Verfasser einen anderen

beruflichen Erfahrungshintergrund als die iranischen Kollegen, und konnte die erdbeben-

bedingten Bauschäden unter neuen Aspekten bewerten. Die Analyse der Bauschäden bewog

ihn zu der Feststellung, dass insbesondere bautechnische Mängel der im Iran häufig verwen-

1 Iranian Code for Seismic Resistant Design of Buildings 2 Eshgie und Zare zufolge handelte es sich um mehr als 41.000 Todesopfer [Esc04].

6 Einleitung

deten Kappendecken zum Verlust vieler Menschenleben führten. Aus diesem Grund ist die

Untersuchung der Kappendecke ein wichtiger Bestandteil der vorliegenden Arbeit.

1.2 Aufgabenstellung

Die Kappendecke wurde mit der Einfuhr von Stahlträgern aus Europa in der Mitte des letzten

Jahrhunderts allmählich im Land verbreitet. Die bis dahin verwendeten Holzbalkendecken sowie

Tonnen-und Kuppelgewölbe (in Wüstenregionen) wurden nach und nach durch Kappendecken

ersetzt. Dieser Deckentyp aus Europa wurde im Iran so populär, dass er mittlerweile in den

meisten Bauwerken in Provinzstädten, sowie bei vielen Bauwerken in Teheran eingesetzt

wurde. Doch bei der Einführung der Kappendecke wurden die Richtlinien und Regeln zu ihrer

Berechnung und Ausführung nicht berücksichtigt. Zur Bemessung der Preußischen Kappen-

decke beispielsweise gibt es bereits seit dem Jahr 1866 Erfahrungswerte. In der Mitte des

zwanzigsten Jahrhunderts existierten schon verschiedene Tabellen und vereinfachte Formeln

zur Bemessung von Kappendecken und scheitrechten Kappen [Ahn01]. Beim Erdbeben in Boin

Zahra im Jahre 1962 wurden neben herkömmlichen Bauwerken aus Lehm auch Mauer-

werksbauten mit Kappendecken zerstört, die bis dahin als modern und erdbebensicher galten.

Daraufhin wurde 1967 der erste Code für Erdbebensicherung veröffentlicht. Dieser legte die

Ausführung von Ringankern bei Mauerwerksbauten fest, ohne jedoch die Verankerung der

Stahlträger am Ringanker und die Anordnung von Zugankern für die Aufnahme von seitlichem

Gewölbeschub an den Randfeldern der Kappendecke zu berücksichtigen. Wie schwerwiegend

sich dieses Versäumnis auswirkte, zeigten die Verluste von Menschenleben und Bausubstanz

bei den Erdbeben in Gir im Jahre 1972, in Tabas im Jahre 1978, in Golbaf und Sirj im Jahre

1983, sowie in Kerman im Jahre 1982.

1988 wurde die erste Fassung des Codes 2800 mit sofortigem Inkrafttreten veröffentlicht. Darin

wurde die Ausführung von Kappendecken nur bei Einhaltung folgender Regeln gestattet

[Cod88]:

• Die Träger sind mit dem Ringanker oder den Unterzügen kraftschlüssig zu verbinden

• Die Stahlträger sind über Diagonalstäbe so miteinander zu verbinden, dass die Länge

des dadurch entstehenden Rechtecks nicht größer als das 1,5-fache der Breite ist, und

die Fläche 25 m² nicht überschreitet

• Die Träger, die das jeweilige Endfeld der Decke begrenzen, sind mit dem Ringanker zu

verbinden

• Die Randträger der Endfelder sind an beiden Enden und im Abstand von ≤ 2 m mit

Zugankern aus Rund- oder Flachstahl am Nachbarträger zu befestigen

• Für die Diagonalen und die Zuganker ist Rundstahl mit einem Mindestdurchmesser von

10 mm, oder ein Flachstahl desselben Querschnitts zu verwenden [Cod88]. (In der

Einleitung 7

zweiten Fassung des Codes 2800 von 1999 wurde der erforderliche Durchmesser des

Rundstahls von 10 mm auf 14 mm erhöht [Cod99])3

Obgleich die Umsetzung dieser Regeln zu einer höheren Tragfähigkeit der Kappendecken

gegenüber Vertikal- und Horizontallasten führt, ist das Versagensrisiko im Erdbebenfall nicht

kalkulierbar. Dies liegt daran, dass diese Regeln weder mathematischen noch empirischen

Hintergrund haben, sondern nach konstruktiven Überlegungen erstellt wurden [Mah94].

Sinnvolle Grundlagen für solche Regeln können jedoch strukturmechanische Untersuchungen

der Kappendecke sein, die mit vorliegender Arbeit erbracht werden sollen.

1.3 Ziel der Arbeit

In dieser Arbeit wird die Tragfähigkeit der Kappendecke unter vertikaler und horizontaler

Belastung aus Erdbeben numerisch untersucht. Ziel der Untersuchung ist festzustellen, ob die

vom iranischen Code 2800 festgelegten Regeln zur Ausführung der Kappendecke in einem

erdbebengefährdeten Land wie dem Iran ausreichend sind, um eine Mindeststandsicherheit bei

starken Erdbeben zu gewährleisten und die Sicherheit für Leib und Leben der Bewohner zu

garantieren.

1.4 Aufbau der Arbeit

Das zweite Kapitel gibt eine kurze Einführung über Erdbeben und deren Ursachen.

Anschließend wird in Kapitel 3 die Tektonik des Iran sowie die Gefährdung der iranischen

Städte erläutert. Dieses Kapitel beinhaltet überdies Einführungen über den Code 2800 und gibt

Informationen über das Erdbeben in Bam.

Das Kapitel 4 widmet sich der Stadt Bam, ihrer Gründung und der Entstehung der neuen Stadt

Bam. Die in Bam üblichen Bauweisen werden in Kapitel 5 beschrieben.

Das Kapitel 6 befasst sich mit den jeweiligen Schäden bei den Bauweisen Lehmbau,

Mauerwerksbau, Stahlbau und Stahlbetonskelettbau. Diese werden beschrieben, bewertet und

es werden Verbesserungsvorschläge gemacht bzw. Anregungen zu Forschungsthemen

gegeben.

In Kapitel 7 wird das Verhalten der Kappendecke numerisch für verschiedene Lastkombina-

tionen untersucht. Anschließend folgt eine Bewertung der Ergebnisse.

Das Kapitel 8 fasst die Ergebnisse der Arbeit zusammen.

3 Der Code 2800 hat in seiner dritten Fassung im Jahr 2005 keine Änderung der oben genannten Regeln durchgeführt.

8 Allgemeines

2 ALLGEMEINES

2.1 Erdbeben und ihre Ursachen

Erdbeben sind Erschütterungen der Erdoberfläche, die durch geologische Vorgänge in der

Erdkruste und im oberen Erdmantel ausgelöst werden. Sie werden in fünf Kategorien

unterschieden:

• Tektonische Beben

• Vulkanische Beben

• Einsturzbeben

• Stauseeinduzierte Beben

• Künstliche Beben oder Explosionsbeben

Unter ingenieurseismologischen Betrachtungen stehen qualitativ und quantitativ die tektoni-

schen Beben (sog. Dislokationsbeben) im Vordergrund [Mü84].

2.2 Tektonische Beben

Die kalte, feste Erdkruste bewegt sich in Form von Platten (Tafeln und Schollen) auf dem

oberen Mantel. Mit den Platten verschieben sich die Kontinente. An den Rändern gleiten die

Platten an- und übereinander und tauchen in den heißen Mantel ab. An den klaffenden Fugen

tritt Magma auf und bildet eine neue Lithosphäre [Pet96]. Die Verschiebungen erfolgen

zunächst kontinuierlich und langsam in Form von elastischen Verformungen sowie als Kriech-

und Fließverformungen, wodurch sich der Spannungszustand in der Erdkruste ständig

verändert. In den späteren Bruchzonen vergrößern sich die Spannungen und erreichen die

Bruchfestigkeit des Gesteins (Scher-, Zug- oder Druckfestigkeit), so dass ein Bruch mit

plötzlichen Verschiebungen auftritt. Durch diese Vorgänge wird ein Erdbeben ausgelöst. Die

plötzlichen Verschiebungen geschehen oft in einer alten Bruchfläche (Verwerfung, Plattenrand,

Ausläuferzone). Dabei stellt sich schlagartig ein neuer Spannungszustand mit im Allgemeinen

kleineren Spannungen ein. Der Bruch erfolgt somit meist in einem allseitig verspannten und

inhomogenen Bereich der Erdkruste [Bac95]. Abbildung 1 zeigt schematisch die ein tektoni-

sches Beben auslösenden Vorgänge: Die Verformungen und Verschiebungen zweier angren-

zender Blöcke sowie Blockverschiebungen. Diese können insbesondere als Horizontal-

verschiebung, als Abschieben bei Zug, und als Über- oder Unterschiebung (Subduktion) bei

Druck in Erscheinung treten [Bac95].

Der Ausgangspunkt eines Bebens wird als Hypozentrum, der lotrecht darüber liegende Punkt

der Erdoberfläche als Epizentrum bezeichnet (s. Abbildung 2).

Allgemeines 9

Abbildung 1: Schematische Darstellung der Entstehung von Erdbeben: a) Verformung und Verschiebung von Blöcken b) Mögliche Blockverschiebungen [Bad86]

Abbildung 2: Wichtige Merkmale von Erdbeben in a) Schnitt durch Herdgebiet b) Isoseistenkarte [Bad86]

10 Erdbebengefährdung des Iran

3 ERDBEBENGEFÄHRDUNG DES IRAN

3.1 Tektonik des Iran

Die iranische Platte gehört zu den erdbebengefährdetsten Gebieten der Welt. Sie liegt auf dem

mittleren Teil des Alpinen-Himalaya-Gürtels, der von Portugal in Richtung Südeuropa und Tür-

kei läuft und bis Südostasien reicht (s. Abbildung 3).

Abbildung 3: Weltkarte der Erdbebengefährdung [Gfz08]

Die iranische Platte grenzt im Norden an die euroasiatische Platte, im Westen an die türkische,

im Osten an die indisch-australische Platte und im Süden an die arabische Platte. Dadurch sind

keine Verschiebungsmöglichkeiten gegeben [Mog03].

Die arabische Platte bewegt sich mit einer jährlichen Geschwindigkeit von 30 mm in Richtung

Nord bis Nordost. Sie setzt die iranische Platte unter ständige gewaltige Spannung und

verursacht die Verformungen in der iranischen Kruste (s. Abbildung 4). Eine indirekte

Verformung wird auch durch die indisch-australische Platte verursacht, die sich in nördliche

Richtung bewegt. Die Verformung der iranischen Kruste zeigt sich in einer noch immer

andauernden Hebung des Gebirges und in Erdbeben. Die wichtigste tektonische Eigenschaft

dieser Region wird durch das Aufschieben der arabischen Platte auf die iranische

charakterisiert [Hos00]. Das Resultat der erwähnten Bewegungen und Stauderungen durch die

arabischen und euroasiatischen Platten endet in einer allseitigen Einengung der Kruste im Iran.4

Ein Teil der absorbierten Krustenverformung wird (aseismisch) zur Verfaltung des Zagros-

gebirges aufgewendet und der Rest wird in Form des Bebens in unregelmäßigen Abständen

entlang der aktiven Störungen entladen.

Die iranische Platte hat eine sehr zerstückelte und tektonisierte Erdkruste mit zahlreichen

aktiven und passiven Verwerfungen. Plötzliche horizontale und vertikale Verschiebungen, aktive 4 Die Ursache für die Bewegung der arabischen und indisch-australischen Platten liegt an den Öffnungen im Roten Meer und im indischen Ozean [Bar03].

Erdbebengefährdung des Iran 11 Verwerfungen sowie das Freiwerden der gespeicherten elastischen Verformungsenergie im

Gestein sind die Gründe für iranische Erdbeben [Mog03].

Abbildung 4: Tektonische Platten in der persischen Golf-Region [Ran02]

Die erdbebengefährdeten Gebiete des Irans sind in vier Hauptregionen aufzuteilen [Mog03]:

• Die Region Ost, bestehend aus Khorasan und Nordsistan

• Die Region Nord entlang der Alborzgebirgskette bis nach Azerbaijan

• Die Region entlang der Sagrosgebirgszüge bis nach Bandarabbas

• Die Gebiete Makran und Balutschestan im Südostiran

3.2 Erdbebengefährdung iranischer Städte

Große Städte im Iran befinden sich entweder an Berghängen oder am Beginn der Ebenen. Die

Distanz zwischen den Bergspitzen und dem Zentrum von Städten beträgt durchschnittlich ca.

15 bis 20 km. Die meisten Verwerfungen verlaufen entlang der Bergketten, was eine

Epizentraldistanz von ca. 15 bis 20 km bedeutet. Nach einer Statistik beträgt die durchschnitt-

liche Epizentraldistanz von allen Städten, die durch ein Erdbeben der Stärke > 6.5 auf der

Richter-Skala zerstört wurden, ca. 11 km [Bar03]. Da die Mehrheit der zerstörerischen Erd-

beben tektonischer Natur sind, wird der Abstand der Störungsbrüche der Städte in Tabelle 1

zusammengefasst.

Wegen der vor allem in den letzten 20 Jahren zunehmenden Ausdehnung der iranischen Städte

sind deren Abstände untereinander sowie die der Störungsbrüche wesentlich kleiner geworden.

In vielen Fällen liegen sogar große Teile von Städten auf seismisch aktiven Verwerfungen. Dies

ist beispielsweise bei der Hauptstadt Teheran der Fall, welche sowohl im Norden als auch im

Süden auf aktiven Störungsbrüchen liegt (s. Tabelle 1).


Im zwanzigsten Jahrhundert ereigneten sich alle Erdbeben in nicht dicht besiedelten Gebieten

auf dem Land. Die Stadt Bam in der Provinz Kerman war mit einer Einwohnerzahl von ca.

100.000 die erste größere Stadt, die Ende 2003 durch ein Erdbeben der Stärke 6.5 auf der

Richter-Skala zerstört wurde (s. Tabelle 2).

Das Ereignis in Bam hat gezeigt, welch verheerende Folgen Erdbeben in iranischen Städten

auslösen können. Anhand der Tabelle 1 lässt sich erkennen, welche Städte im Iran hochgradig

erdbebengefärhdet sind.

Astara*5, Mohabad*, Bam*, Rawar*, Troud*, Ferdos*, Dachte Bayaz*, Schahre Rey*, Nord-Teheran, Süd-Teheran

Auf den Verwerfungen

Ahwaz, Bojnurd*, Khoy*, Damogan*,Sabzewar*, Deh Bid*, Salmas*, Shahrud*, Tabs*, Mashhad*,Jazd, Zahedan*

1-5 km

Täbriz*,Torbate Hydariyye*, Damawand*, Sagges*, Gom*, Kashmar*Mianeh*, Hamadan*, Sharg Dashte Bayaz*, Kuhak*, Kerman*,

6-10 km

Amol*, Bandar Anzali*, Zanjan, Shirwan*, Gotschan*, Kazrun*, Marand.Nishapur*, Bagan*,

11-15 km

Ardabi*, Birjand*, Gorgan*, Gonbade Kawuss, Maku, Bakhtaran* 16-20 km

Rasht*, Golpaygan, Mohabad, Tokab, Arak 21-25 km

Bandarabbas*, Sarawan* 26-30 km

Urumyye*, Sarie*, Shiraz*, Behshahr*, Babol*, 31-35 km

Esfahan (60 km), Gazwin*(60 km), Miandoab ( 70 km), Marage(<45 km), Zabol (<60 km)

> 35 km

Tabelle 1: Der Abstand der wichtigsten Städte zu den seismisch aktiven Verwerfungen [Bar90]

Datum Ort Zahl der Todesopfer

Stärke Datum Ort Zahl der Todesopfer

Stärke

23.01.1909 Silakhur 8000 7,4 12.02.1961 Dehkube 6,8 18.03.1911 Rwar 6,8 01.09.1962 Boine Zahra 10.000 7,2 17.09.1923 Bojnurd 6,5 31.08.1968 Daschte Bayaz 10.500 7,3 22.09.1923 Gale Asgar 6,9 07.11.1969 Bempur 6,7 13.05.1927 Belujestan 6,5 30.07.1970 Marawe Tappe 200 6,7 01.05.1929 Bagan-Garmab 3200 7,1 10.04.1972 Gir und Kazrin 4000 7,0 06.05.1930 Salmas 2514 7,2 17.04.1972 B. A.Sorkhu 6000 6,0 07.05.1931 Zangruz 6,5 24.11.1974 Maku 7,3 13.06.1934 Sarawan 7,1 21.03.1977 B. A. Khorgu 128 7,0 11.04.1935 Alborz- Kiasar 6,7 16.09.1978 Tabas 19600 7,7 23.09.1947 Dustabad- Kh. 7,0 14.11.1979 Gayenat 250 6,6 05.10.1948 Eschgabad 7,2 27.11.1979 Gayenat 130 7,1 12.11.1952 Trud 183 6,5 11.06.1981 Golbaf 1028 6,7 31.10.1956 Gode 6,7 28.06.1981 Sirj ( Kerman ) 1300 7,3 02.07.1957 Sangtschal 7,3 20.06.1990 Manjil- Rudbar 35000 7,4 13.12.1957 Farsing 1130 7,2 10.05.1997 Ardkul –Gaen* 1989 7,5 16.08.1958 Nahawand 191 6,7 26.12.2003 Bam** 43200 6,5 24.04.1960 Lar 400 6,1 23.12.2005 Zarand ** 612 6,4

Tabelle 2: Die wichtigsten Erdbeben im Iran seit 1900 [Bar03]6

Durch die Vergrößerung der iranischen Städte und die neu errichteten Siedlungen auf Grund

von Landflucht und Bevölkerungswachstum ist die Gefährdung der Menschen gegenüber Erd-

5 Die mit * bezeichneten Städte wurden mindestens einmal durch ein Erdbeben zerstört. 6 Das Buch wurde im Jahr 1994 veröffentlicht. Diese Statistik erfasst die Erdbeben bis 1990. Die mit ** gekennzeichneten Angaben wurden nach den Informationen von http://www.iiees.ac.ir/bank ergänzt [Iie08].

Erdbebengefährdung des Iran 13 beben enorm gewachsen. Heute würde ein Erdbeben, das im vorigen Jahrhundert relativ wenig

Todesopfer gefordert hatte, wegen der mittlerweile dichten Besiedlung der Menschen eine

nationale Katastrophe bedeuten.

3.3 Das Erdbeben in Bam im Jahre 2003

Am 26. Dezember 2003 um 5:26:52 AM Lokalzeit wurde die Stadt Bam von einem Beben der

Stärke 6.5 auf der Richterskala erschüttert. Die drei Komponenten des Erdbebens zeigen, dass

die Haupterschütterung zwischen 16,5 und 24 Sekunden andauerte. Die Dauer der stärksten

Erschütterung betrug für die horizontalen und vertikalen Komponenten max. 8 Sekunden (s.

Abbildung 5). Die maximale Beschleunigung in die horizontale Richtung betrug 0.799g und

0.636g, in die vertikale Richtung betrug sie 0.988g [Mir03].

Abbildung 5: Beschleunigungs-Seismogramme des Bam-Erdbebens vom 26.12.2003 [Bui04]

Die vertikale Beschleunigung ist im Allgemeinen kleiner als die horizontale. Aber in einem

Bereich nahe des Epizentrums und bei einer geringen Herdtiefe des Bebens kann die vertikale

Beschleunigung gleich oder größer der horizontalen sein. Im vorliegenden Fall erreichten die P-

Wellen das registrierende Beschleunigungs-Messgerät des Standortes Bam im Regierungs-

amt eine Sekunde vor den S-Wellen. Das bedeutet eine Hypozentraldistanz von ca. sieben

Kilometern [MIR03]. Es handelte sich um ein Flachbeben, dessen Hypozentrum unter der Stadt

Bam lag. Die Herdtiefe wurde auf 6 bis 7 km geschätzt [Far04].


Nach den ersten Informationen soll die sogenannte Bam-Störung eine bis dahin nicht aktive

Störung das Erdbeben verursacht haben. Diese geologische Verwerfung ist 50 km lang und

verläuft zwischen Bam und Barawat wie alle Störungen in dieser Region in Nord-Südrichtung

[Mir03]. Später stellte sich heraus, dass nicht die Bam-Störung die Ursache für das Beben war,

sondern eine bis dahin unbekannte Störung unter der Stadt Bam [Far04]. Diese Tatsache wird

dadurch bestätigt, dass die Konzentration der Zerstörung in Bam lag.

Die Abbildung 6 zeigt Antwortspektren für die Beschleunigungen einer Dämpfung von 5 %:

Abbildung 6: Antwortspektren für die Beschleunigung einer Dämpfung von 5 % für die verschiedenen Komponenten [Esc04]

3.3.1 Intensität

Die Intensität des Erdbebens in Bam und Barawat wurde mit IX nach der MM-Skala festgestellt

[Far04]. Sie nahm mit der Entfernung von Bam schnell ab, so dass in Arke Jadid (dort befinden

sich eine freie wirtschaftliche Zone und das Industriegebiet von Bam), das zehn Kilometer von

der Stadt Bam entfernt liegt, keine großen Schäden an Bauwerken beobachtet wurden. Die

Dämpfung der Energie des Erdbebens war besonders in Richtung Ost-West schneller. Aus

diesen Beobachtungen wird deutlich, dass das vom Erdbeben betroffene Gebiet stark örtlich

begrenzt war. Der betroffene Bereich umfasste Bam, Barawat und die umliegenden Dörfer.

3.3.2 Erdbebengefährdung der Stadt Bam

Nach dem iranischen Erdbebenkatalog war bis zum 26.12.2003 kein Erdbeben in Bam

verzeichnet. Dies kann auf Grund des Erhaltungszustands der historischen Stadt (Arge-Bam)

bestätigt werden [Esc04]. In einer Studie der beratenden Ingenieure von Armanschahr aus dem

Jahr 1991 wurde Bam trotzdem als erdbebengefährdet bezeichnet. Entsprechend weist der

Erdbebengefährdung des Iran 15 iranische Code 2800 in seiner ersten Fassung von 1988 Bam mit einer Bemessungs-

beschleunigung von a = 0.35g als „sehr hoch gefährdet” aus. Auch in der zweiten Fassung des

Codes von 1999 wird Bam mit einer Bemessungsbeschleunigung von a = 0.30g als „hoch

gefährdet” eingestuft [Cod88;Cod99].

3.4 Der Code 2800

Der iranische Code 2800 umfasst Mindestkriterien und Vorschriften zum Planen und Ausführen

üblicher Hochbauten mit dem Ziel, die Schäden bei einem möglichen Erdbeben zu minimieren

und die Menschen zu schützen. Initiiert wurde diese Erdbebennorm nach einem Beben in der

Stadt Boin Zahra im Jahre 1962 mit der Stärke 7,2 auf der Richterskala, bei dem neben

traditionellen Lehmbauten zahlreiche Mauerwerksbauten mit Kappendecken7 zerstört worden

waren. Um solche Schäden in Zukunft zu vermindern, wurde ein Komitee von Fachleuten

zusammengestellt, der einen nationalen Code für eine erdbebensichere Bauweise verfasste.

Ein erster Code wurde im Jahr 1964 erstellt und im Jahre 1967 vom Ministerium für Siedlung

und Entwicklung veröffentlicht. Dieser Code, von dem nur wenige Fachleute wussten, ist

niemals in Kraft getreten.

Der „Iranian Code for Seismic Resistant Design of Buildings“ oder auch „Code 2800“ genannt,

existiert seit 1988. Seine erste Fassung wurde mit sofortigem Inkrafttreten vom „Building and

Housing Research Center“ veröffentlicht und in den Jahren 1999 und 2005 neu aufgelegt.

Laut dem Code 2800 wird der Iran in vier Zonen mit unterschiedlicher Erdbebengefährdung

(siehe Abbildung 7) eingeteilt, denen jeweils ein Bemessungswert der Bodenbeschleunigung

(BdB) gemäß Tabelle 3 zugeordnet wird8:

Zone Bemessungswert ao der Bodenbeschleunigung in g

Wenig gefährdet 0.20

Mäßig gefährdet 0.25

Stark gefährdet 0.30

Sehr stark gefährdet 0.35

Tabelle 3: Erdbebenzonen mit dazugehörigen Bodenbeschleunigungswerten[Cod05]

Irreführend kann die Bezeichnung der Zone mit einem BdB von ao = 0,20g sein, da die Angabe

„wenig gefährdet“ die Erdbebengefahr in dieser Zone bagatellisiert. Dies kann die erforderlichen

Erdbebensicherheitsmaßnahmen bei Bauvorhaben negativ beeinflussen. Die Weltkarte der

Erdbebengefährdung bezeichnet sogar Gebiete mit einem BdB von ≤ 0.8 m/s² als „wenig

gefährdet“ [Gfz08]. Um Missverständnisse sowohl bei der Bevölkerung als auch bei Fachleuten

7 Im Jahr 1962 zählten Mauerwerksbauten mit Kappenden zur modernen Bauweise 8 Bei der Ermittlung der Erdbebenlast wird zusätzlich der Einfluss der örtlichen Untergrundverhältnisse auf die Stärke eines möglichen Erdbebens berücksichtigt [Cod05].


zu vermeiden, wird eine alternative Benennung der Erdbebengefährdung, z.B. mit Zahlen oder

Buchstaben empfohlen.

.

Abbildung 7: Erdbebenzonenkarte des Iran nach Code 2800-1999 [Cod99]

Bam 17 4 BAM

Bam liegt in der Provinz Kerman im Südosten des Iran, ca. 1060 m über dem Meeresspiegel,

am südlichen Rand der Wüste Lut.

Die antike Stadt Bam ist ein Paradebeispiel für eine mittelalterliche Festungsstadt, die in der

traditionellen einheimischen Bautechnik des Lehmbaus errichtet worden ist. Hierbei wurden

Lehmschichten (Chineh) und luftgetrocknete Ziegel (Khesht) kombiniert. Da Bam eine Oasen-

stadt ist, wird die Wasserversorgung durch ein ausgeklügeltes Bewässerungssystem (Ganat)

sichergestellt. Hierbei wird das Wasser vom Fuße des einige Kilometer entfernten Barez-

Gebirges unterirdisch in die Stadt geleitet.

Die Zitadelle (s. Abbildung 8) und die umgebende Altstadt sind der größte erhaltene Lehm-

ziegelkomplex aus antiker Zeit. Sie wurden auch als „Juwel aus Lehm“ bezeichnet [Ort03].

Abbildung 8: Die Zitadelle

4.1 Gründung

Archäologen haben nach der Zerstörung der Stadt Bam durch das Erdbeben am 26. Dezember

2003 neue Funde zur Geschichte und Gründung von Bam in Arge-Bam und der Umgebung

entdeckt. Der Ursprung der Stadt reicht bis zu Achaaemedid (6.- 4. Jahrhundert v. Chr.) zurück

[Une06]. Deren Gründung wird dem König Ardashir (reg. 224-239 n. Chr.) zugeschrieben,

welcher nach der Eroberung von Kerman im Jahre 224 den Bau einer Festung am heutigen Ort

von Bam angeordnet haben soll. Reste von Ziegeln aus der Zeit der Sasaniden sind in den

Mauern der Zitadelle erhalten; auch die Freitagsmoschee geht wahrscheinlich auf eine

vorislamische Anlage zurück und wurde auf den Überresten eines zoroastrischen Feuertempels

18 Bam

errichtet [Ort03]. Die Stadt erreichte ihren wirtschaftlichen und kulturellen Höhepunkt in der Zeit

des 7. bis 11. Jahrhunderts [Une06]. Seit dem 10. Jahrhundert ist die Existenz von Arge-Bam

schriftlich belegt. Beschreibungen von arabischen Geographen, wie z.B. Ebne-Haugal (943-

977), lassen erkennen, dass Bam im 10. Jahrhundert aus einer Zitadelle, einer von einer

Mauern umfassende Kernstadt, und aus Besiedlungsflächen außerhalb der Stadtmauer

bestand. Die Zitadelle lag innerhalb des ummauerten Bereiches an dessen nördlichem Rand

und besaß eine eigene Befestigung. Die Stadtmauer galt bereits im Mittelalter als uneinnehm-

bar. Die von Mauern umgebene Kernstadt einschließlich der Zitadelle ist der Bereich, der heute

als das Alte Bam, persisch Arge-Bam, bezeichnet wird. Zur Zeit des Erdbebens war dieser

Stadtbereich schon seit langer Zeit unbewohnt und als Freilichtmuseum erhalten geblieben.

Die größte Besonderheit des historischen Bam war, dass es im 19. Jahrhundert sehr schnell

und ohne Spuren von Zerstörung von ihren Bewohnern verlassen wurde. Damit blieb ein

originales Stadtbild erhalten, das auch nicht von späteren Überbauungen zerstört wurde

[Ort03].

4.2 Die Zitadelle

Die Zitadelle liegt im Rücken eines gewaltigen Felsens, der sich 45 m hoch über die Ebene von

Bam erhebt [Esc04]. Sie wurde durch ein eigenes System aus Mauern und Toren eingefasst (s.

Abbildung 8). In ihrem unteren Bereich lagen Stallungen und ein Garnisonsgebäude und weiter

oberhalb ein Residenzbauwerk der vormaligen Herrscher. An der höchsten Stelle befanden sich

das Haus des Gouverneurs, eine Moschee, ein Wachturm sowie das Chahar Fasl („die

Vierjahreszeiten“), ein nach allen vier Seiten hin offener, überkuppelter Bau [Ort03].

4.2.1 Die Kernstadt

Südlich der Zitadelle erstreckte sich die Kernstadt, die ungefähr ein Rechteck von 300 x 425 m

bildete. Die Hauptstraßen der Kernstadt verliefen als Achsen in nord-südlicher bzw. west-

östlicher Richtung. Herausragende Gebäude der unteren Stadt waren die Freitagsmoschee,

das Takie (Religions-Theater), das öffentliche Bad, der Mirzanaimkomplex, eine Karwamseserei

und eine so genannte Zur-Khane (ein Trainingsort für Kraftsport) sowie ein gut erhaltenes

herrschaftliches Wohnhaus. Am Schnittpunkt der Achsen und auf dem Weg vom Südtor zur

Zitadelle befand sich der Bazar [Esc04].

4.2.2 Die Stadtmauer

Die Stadtmauer mit einer Länge von 1.810 m war durch 38 Wachtürme gegliedert und umfasste

das gesamte Alte Bam. Sie war so breit, dass teilweise Häuser in die Mauer hineingebaut

waren, die in ihrer Höhe von der Mauer deutlich überragt wurden. Nach einem Umbau war die

Mauer seit dem 19. Jahrhundert nur noch von einem Tor im Süden unterbrochen [Ort03].

Bam 19 4.2.3 Die alte Stadt Bam und die nationalen Monumente auf der Liste des

UNESCO- Weltkulturerbes

Wegen der genannten Besonderheiten war Bam eine einmalige architektonische Anlage.

Bereits 1956 wurde die historische Stadt Bam deshalb von der iranischen Regierung in die Liste

erhaltenswerter nationaler Monumente aufgenommen, und erste Restaurierungsmaßnahmen

wurden veranlasst. Diese Restaurationsarbeiten dauerten bis in die allerjüngste Vergangenheit

an und wurden insbesondere nach einem Besuch des damaligen iranischen Präsidenten Akbar

Haschemi Rafsandschani im Jahr 1993 mit viel Engagement vorangetrieben [Ort03].

Im Jahr 2004 wurde die alte Stadt Bam durch die UNESCO zum Weltkulturerbe erklärt. Damit

sollte der Wiederaufbau und die Erhaltung der Arge Bam sichergestellt und unterstützt werden

[Une04].

4.3 Die neue Stadt Bam

Wegen eines Aufstandes in den Jahren 1840-41 wurde es verboten, innerhalb der alten Stadt

Bam zu siedeln, welche in den folgenden Jahrzehnten in eine Garnison umgewandelt wurde.

Daher wurde 1840 im Südwesten der alten Stadt mit dem Bau einer neuen Stadt begonnen.

Schon bald siedelte die gesamte Bevölkerung in diese neue Stadt über.

Gegen Ende des 19. Jahrhunderts setzte ein wirtschaftlicher Boom ein, in dessen Verlauf zahl-

reiche öffentliche Gebäude errichtet und die Bazare erweitert wurden. Die Stadt entwickelte sich

stufenweise zu einem Zentrum der Landwirtschaft und zum Industriegebiet [Ort03]. Sie war bis

zum Erdbeben im Jahre 2003 eine mittelgroße Stadt mit ca. 100.000 Einwohnern. Die

Abbildung 9 zeigen die stufenweise der Entwicklung der Stadt Bam [Esc04]:

Abbildung 9: Die stufenweise Entwicklung der Stadt Bam [Esc04]

20 Bauweisen in Bam

5 BAUWEISEN IN BAM

Die Bauwerke in Bam lassen sich in die folgenden Kategorien einteilen:

• Lehmbauten

• Mauerwerksbauten

• Stahlbauten

• Stahlbetonbauten

Abbildung 10 zeigt die Verteilung der Bauarten in Bam [vlg. Tar04]9:

Abbildung 10: Die Verteilung der Bauarten in Bam

5.1 Lehmbauten

Die Lehmbauweise gehört zu der ältesten Bauweise in Bam. Lehm war lange Zeit das einzige

Baumaterial, das den Menschen in den Wüstenregionen zur Verfügung stand. Die Menschen

entwickelten die Lehmbauweise nach klimatischen, technologischen und wirtschaftlichen

Gegebenheiten und passten sie an ihre Bedürfnisse an. Auf Grund von über tausendjähriger

Erfahrung bei der Herstellung von Lehmbauten beherrschten die Baumeister und Mauerer ihre

Kunst.

Weil in Wüsten kein Bauholz vorhanden war, wurden alle Bauwerksteile – die Wände, Decken

und Treppenläufe – aus Lehm hergestellt. Dabei kamen hauptsächlich luftgetrocknete Lehm-

ziegel zum Einsatz (Khescht), die mit Lehmmörtel verbunden wurden (s. Abbildung 11a). Für

die Herstellung der Wände, insbesondere der Hofmauern, wurde auch das Chineh-Verfahren

angewandt (s. Abbildung 11b).

Wände und Decken wurden mit Lehm und Stroh verputzt, der jedoch nach einer bestimmten

Periode erneuert werden musste. Die Innenräume der Häuser in Bam erhielten zusätzlich einen

Putz aus Gips. Nach der Umsiedlung der Einwohner von der alten Stadt Bam in die neu

9 Im iranischen Jahr 1380 (21. März 2001- 20. März 2002) wurden insgesamt 466 Bauanträge genehmigt. Davon waren 380 Mauerwerksbauten, 81 Stahlskelettbauten und 5 Stahlbetonskelettbauten [Esc04].

Bauweisen in Bam 21 gegründete Stadt, wurde diese traditionelle Bauweise fortgeführt. Lange Zeit war der Lehmbau

die einzige Bauweise in dieser Region.

Abbildung 11: a) Die luftgetrockneten Lehmziegel Khescht b) Die Herstellung von Hofmauern aus Lehm im Chineh-Verfahren Nach der Einfuhr von Stahlträgern aus Europa ab ca. 1950, und der Inbetriebnahme von

Ziegelöfen für die Herstellung gebrannter Ziegel, wurde diese Bauweise allmählich durch

Mauerwerksbauten und später durch andere Bauweisen ersetzt. In den letzten Jahren wurden

nur noch wenige Lehmbauten ausgeführt und zwar im Rahmen von Restaurierungs- und

Instandhaltungsarbeiten an vorhandenen Bauwerken [Esc04]. Bis zum Erdbeben 2003 konnten

ca. 30 % dieser Bauweise zugeordnet werden10 [Tar04; San04; Mog04].

5.1.1 Der Code 2800 über Lehmbauten

Zur Herstellung von Lehmbauten existieren im Iran keine Vorschriften oder Richtlinien. Nach

der Einführung des Codes 2800 (iranischer Code für erdbebensichere Bauweise) wurde erklärt,

dass Lehmbauten im Rahmen dieser Norm nicht behandelt würden, weil die Lehmbauten

wegen des schwachen Baustoffes einen zu geringen Widerstand gegen Erdbeben hätten.

Sogar ihre teilweise Sicherung gegenüber Erdbeben erfordere besondere Maßnahmen [Cod87].

10 Dieser Prozentsatz bezieht sich auf die gesamten Bauwerke in der Stadt Bam, Brawat und die umliegenden Dörfer. Auf dem Land waren mehr als 50 % der Bauwerke Lehmbauten, entsprechend war in der Stadt Bam der Anteil der Lehmbauten kleiner [San04; Mog04a].

22 Bauweisen in Bam

5.1.2 Gewölbearten

Tonnen- und Kuppelgewölbe oder Mischformen aus beiden Gewölben sind die ältesten Dach-

typen in Bam. Je nach Form und Ausführungstechniken sind besondere Bezeichnungen für

Gewölbetypen vorhanden, unter anderem:

• Tage-e-Gahwarei

• Lengeh-Pusch

• Lilli-Pusch

• Tschahar–Bakhsch (Kuppel in Vierer-Teilung)

Die ersten drei Formen stellen verschiedene Tonnengewölbe dar. Es handelt sich in der Regel

um übliche Dachformen für rechteckige Grundrisse. Die letzte ist der übliche Kuppeltyp, der

seine Verwendung bei der Bedeckung von Räumen mit quadratischen Grundrissen findet

[sar93].

Tonnengewölbe (Tage-e-Gahwarei)

Beim Tonnengewölbe, das im Iran als Tage-e-Gahwarei (Wiegenformen-Gewölbe) bekannt ist,

wird ein halbzylinderähnliches Gewölbe über parallel verlaufende Wände ohne Lehrgerüst

erstellt. Dieses Bauverfahren hat sich bereits seit ältesten Zeiten bewährt. Als Baumaterial

dienen luftgetrocknete Ziegel mit einer Abmessung von 20 cm x 20 cm x 5 cm. Als Bindemittel

wird Lehmmörtel verwendet.

Das Tonnengewölbe setzt auf der inneren Ziegelreihe der Mauerwand auf. Die Ausführung

beginnt von den Ecken aus, zwischen den Längswänden und der Stirnwand. Die ersten Ziegel

werden mit dem Mörtel schräg an der Kopfmauer befestigt. Dann beginnt man mit der zweiten

und dritten Ziegelreihe. Nach einigen Schichten entsteht der erste Bogen. Die Ziegel lehnen

dabei in einem Winkel von etwa 20 Grad an der Stirnmauer (s. Abbildung 12). Dann beginnt

man mit der zweiten Schicht, die an der ersten anbindet. Da die Ziegel kubisch geformt sind,

entstehen bei der Ausführung der Gewölbeform außen liegende, keilförmige Fugen, die mit

kleinen Keilsteinen und Mörtel gefüllt werden.

Nach Fertigstellung des Tonnengewölbes mauert man die vordere Wand bis zum Scheitel hoch,

wobei der freie Raum zwischen Mauer und Gewölbe mit Khescht und Lehmmörtel geschlossen

wird. Das fertige Gewölbe wird abschließend mit einem „Gipsbrei“ überzogen, um auch die

kleineren Fugen zu füllen.

Die Überdeckung kann von beiden Seiten des Raumes ausgeführt werden. Anschließend wird

die in der Mitte entstandene Lücke zwischen den Gewölben mit Lehmziegeln im Verband

zugemauert. Wenn keine Kopfmauer vorhanden ist, wird nach der Errichtung der Wände bis

zum unteren Dachbogen in der Mitte des Raumes ein Bogen aus Lehmziegeln hergestellt,

dessen Achse parallel zur Raumlänge verläuft. Von hier aus werden die geneigten Bögen in

beide Richtungen gemauert, bis der ganze Raum überwölbt ist. Falls nötig wird zum Schluss die

Bauweisen in Bam 23 offene Seite der Tonne mit Lehmziegeln zugemauer. Ansonsten bleibt diese Seite des Tonnen-

gewölbes offen [Sar93].

Abbildung 12: Konstruktion einer Tage-e-Gahwarei [Sar93]

Lengeh-Pusch (Wölbung mit Hilfe von Gurtbogen)

Bei dieser Ausführung wird das Tonnengewölbe mit Hilfe von Gurtbogen (Lengeh) hergestellt.

Diese dienen dem gemauerten Gewölbe als Träger, zumindest in der Anfangsphase. Neben der

anfänglichen Tragkonstruktion spielt die Lengeh eine wesentliche Rolle, auch bei der Form-

gebung und der inneren Gestaltung des Gewölbes. Mit der Hilfe der Lengeh erfolgt die

Dacheinteilung und somit die Vereinfachung und gleichzeitige Präzisierung der Wölbung. Im

Folgenden wird die Herstellung erläutert.

Herstellung von Lengeh

Zuerst werden anhand der Breite des Raumes die Höhe und das Bogenmaß der Lengeh

festgelegt (s. Abbildung 13). Dann wird diese in der glatten und ebenen Erde nachgezeichnet.

Zunächst werden die Umrisse des Bogens in rinnenartiger Form (ca. 20 cm Breite) in die Erde

gesetzt. Danach wird der Boden mit Stroh abgedeckt, damit der Gips nicht am Boden haften

bleibt. Anschließend wird die so entstandene Schalung mit Gipsbrei ausgegossen. Der Gips

wird mit Schilf bewehrt, wodurch das Skelett eines Gewölbes gebildet wird. Diese Bauweise

wird für Parallel- und Kreuzkuppelgewölbe in Spitzbogen- oder Tonnenform eingesetzt.

24 Bauweisen in Bam

Abbildung 13: Festlegung des Bogens der Lengeh [Zem05]

Ausführung von Lengeh-Pusch

Die Lengehs werden paarweise auf den gegenüberliegenden Wänden bzw. Stützen platziert.

Sie werden an beiden Seiten provisorisch mit gabelartigen Holzstücken gehalten, anschließend

werden sie ausgerichtet und mit Gipsmörtel an ihren Auflagern miteinander verbunden

(Abbildung 14a). Die freien Räume zwischen den Lengehs werden mit Lehmziegeln und Gips-

mörtel vermauert. Die Verbindung der Lengehs erfolgt über ein Seil11 (Sasu), damit deren

Auseinanderdriften verhindert wird. Die auf diese Weise an beiden Raumenden hergestellten

Gewölbe (s. Abbildung 14b) nennt man im Iran Tuyse [Zem05]. Die Gewölbe zwischen zwei

Tuysen sind als Tscheschme bekannt. Sie werden von beiden Seiten her ausgeführt

(s. Abbildung 14c).

Abbildung 14: Herstellung der Lengeh-Pusch [Zem05]

11 Das Seil (Sasu) wird aus Pflanzenwurzeln hergestellt. Es soll eine große Zugfestigkeit besitzen und wurde bei der traditionellen Bauweise als Befestigungsmittel verwendet [Zem05].

Sasu-SeilLehmziegel mit Gipsmörtel

Bauweisen in Bam 25 Lilli-Pusch

Bei einer solchen Wölbung ruht die Decke umlaufend in gleicher Höhe auf den Mauerwerks-

wänden, wobei die Wände fast gleichmäßig belastet werden. Der Maurer beginnt mit kleinen

Segmentbögen, die er auf die Wände der Querseite legt. Darauf schichtet er die nächsten

weiter ausgreifenden Lagen und unterkeilt sie mit Lehmziegelbrocken und Mörtel, so dass sie

ein wenig angehoben werden. So entstehen allmählich nach oben gerichtete Ziegellagen, die

schließlich einen Winkel von etwa 45 Grad gegen die Horizontale bilden. Sie dienen als

Auflager für die nächsten Schichten. Lage für Lage entsteht so das Gewölbe. Da man mit

der Aufmauerung an beiden Seiten der Raumzellen beginnt, wachsen zwei in ihren Schichten

entgegengesetzte Tonnenhälften aufeinander zu. Sie treffen sich in der Mitte, wo sie an den

Fußpunkten zusammenklappen, aber im Scheitel des Gewölbes noch weit auseinander sind.

Diese Lücke wird geschlossen. An der Nahtstelle erfolgt die Verzahnung der Ringschichten,

sodass ein Bogen sich auf den anderen stellt, bis der Raum sich über der Mitte vollkommen

schließt (s. Abbildung 15a) [Sar93].

Abbildung 15: Tonnengewölbe mit einem Übergangsgewölbe an beiden Enden (Lilli-Pusch)

Kuppelgewölbe

Die Wölbung über einem quadratischen Grundriss wird Gonbad (Kuppel) genannt. Für die

Einrichtung einer Kuppel werden wie bei Tonnengewölben verschiedene Techniken verwendet.

Im Folgenden wird eine in Bam verbreitete Version erläutert.

Tschahar–Bakhsch (Kuppel in Vierer-Teilung) Bei dieser Ausführung wird, wie der Name schon sagt, der Raum in vier gleiche Teile aufgeteilt.

Die Wände werden bis unter das Dach ausgeführt. Von den vier Ecken des Raumes aus

werden die lufttrockenen Ziegel in Form von halbierten Kegeln angeordnet und hochgezogen,

bis sie den ganzen Raum überdecken (s. Abbildung16). Diese Ausführungsform ist für

quadratische Grundrisse geeignet [Sar03; Zem085].

26 Bauweisen in Bam

. Abbildung16: Die Ausführung von Tschahar–Bakhsch [Zem05]

5.1.3 Lehmbau - eine geeignete Bauweise für Wüstenregionen

Die Wüstenregionen haben ein trockenes und heißes Klima. Der Unterschied zwischen Tag-

und Nachttemperatur ist sehr beträchtlich: Tagsüber ist es sehr warm und die Nächte sind sehr

kalt. Oftmals betragen die Temperaturdifferenzen 20-30° C; in manchen Gebieten differieren die

Minimal- und Maximalwerte bis zu 40° C [Sar93].

Da die Lehmbauten die Sonnenenergie tagsüber im Bauwerk speichern und nachts wieder an

den Wohnraum abgeben, sorgen sie ständig für ein behagliches Klima. Ansonsten bräuchte

man tagsüber eine Klimaanlage für die Abkühlung der Wohnräume und nachts eine Heizung

[Gal04]. Der Energieverbrauch ist bei Lehmbauten auch an heißen Sommer- und kalten

Wintertagen im Vergleich zu anderen Bauweisen im Iran erheblich geringer; die Perioden für

den Einsatz von Heizung bzw. Klimageräten sind kurz. Zurzeit werden Heizöl, Gas und Strom

vom Staat subventioniert. Das hat zur Folge, dass bei der Herstellung von Bauwerken der

Wärmeschutz nicht berücksichtigt wird. Daher bestehen sowohl in kalten als auch in warmen

Regionen die Außenwände von Neubauten in der Regel aus lediglich 10 cm dicken

Hohlziegeln. Eine zusätzliche Wärmedämmung der Bauwerke wird aus Mangel an Fach-

kenntnis sowie aus wirtschaftlichen Gründen im Iran nicht ausgeführt. Dadurch führt eine solche

Bauweise im Sommer wie im Winter zu einem hohen Energieverbrauch sowie auf Dauer durch

die Verbrennung fossiler Energieträger zu einer verstärkten Umweltverschmutzung. Außerdem

machen sich Ausfälle bei der Energieversorgung sofort durch die Verschlechterung des

Wohnklimas bemerkbar. So wird bei einem Stromausfall im Sommer die Wohnung in kurzer Zeit

unerträglich warm. Entsprechendes geschieht nach dem Ausfall der Gasversorgung in

Regionen mit kalten Wintern, da hierbei die Wohnung sehr schnell auskühlt. Zwar gibt es seit

Bauweisen in Bam 27 1998 die Norm “Termal Insulation of Residential Buildings in Iran“. Deren Anwendung erfolgt

jedoch freiwillig.

Die Subvention fossiler Energieträger kann vom Staat nur für eine begrenzte Zeit geleistet

werden, da diese Praxis auch für ein Erdöl förderndes Land wie dem Iran irgendwann nicht

mehr möglich ist. Für die Mehrheit der Bevölkerung, die unter dem Existenzminimum lebt, sind

die anfallenden Energiekosten, darunter vor allem für Strom, trotz der Subventionierung eine

große Belastung. Eine Anschaffung von Klimaanlagen ist nicht immer möglich. Besonders

Betonbauwerke haben in Landesgebieten ohne die Verfügbarkeit von Klimaanlagen im Sommer

ein unerträgliches Raumklima. In Südkhorasan wurden nach einem Erdbeben Wohngebäude

aus Beton gebaut. Diese Häuser heizten sich tagsüber so stark auf, dass die Bevölkerung

nachträglich auf die Dachdecken ca. 40 cm Lehm zur Verbesserung der Klimatisierung auf-

gebracht hat. Durch die erhebliche außerplanmäßige Belastung wurden diese Gebäude beim

Erdbeben zerstört [Gol04].

Lehm benötigt bei der Aufbereitung und Verarbeitung sehr wenig Energie, insbesondere, wenn

er aus der Nähe – im Idealfall vom Baugrundstück selbst – bezogen wird [Sia94]. Diese ent-

spricht nur etwa 1 % der Energie, welche für die Herstellung von Mauerziegeln oder Stahl-beton

notwendig ist [Min95].

Die Lehmbauweise hat viele Vorteile: Der Rohstoff ist in der erforderlichen Menge verfügbar,

jederzeit wieder verwendbar und muss nicht entsorgt werden. Gebäude aus anderen Bau-

materialien produzieren Bauschutt, für dessen Entsorgung es im Iran keine ausreichenden

Maßnahmen und Vorschriften gibt. So wird er überall, am Rand der Landstraßen und an Auto-

bahnen, an Flüssen und Meeresküsten illegal abgeladen, was eine ernsthafte Bedrohung für die

Umwelt darstellt.

Das enorme Bauschuttvolumen im Iran liegt zum einen an der Verwendung von nicht ge-

normtem Baumaterial und zum anderen an der mangelhaften Planung und Ausführung der

Bauwerke, was deren Lebensdauer erheblich herabsetzt. Bauschutt verschmutzt die Umwelt

und verschlechtert die Lebensqualität der Bevölkerung beträchtlich. Im Gegensatz zu anderen

Baustoffen belastet Lehm die Umwelt nicht und ist kostenlos. Alle Bauteile eines Gebäudes –

Wände und Decken – lassen sich daraus herstellen. Zwar werden die Herstellungskosten

anderer Baumaterialien sowie die Transportkosten durch die Subventionierung der Energie-

träger Öl und Gas künstlich niedrig gehalten, dennoch sind die Baumaterialien für viele arme

Menschen nicht bezahlbar. Besonders auf dem Land sind die Menschen daher gezwungen, in

nicht erdbebensicheren Hütten zu wohnen. Dagegen könnte durch den verstärkten Einsatz des

Lehmbaus das Wohnungsproblem der Bevölkerung in kleinen Städten und auf dem Land mit

geringem Kosteneinsatz gelöst werden.

Auf Grund von jahrtausendalter Erfahrung mit Lehmbauten in dieser Region gibt es wertvolles

Wissen über die Technik und den Bau mit Lehm. Lehmbau ist technisch einfacher als der Stahl-

oder Stahlbetonbau. Die Technik ist leichter zu erlernen und kann daher auch im Selbstbau mit

28 Bauweisen in Bam

familiärer oder nachbarschaftlicher Unterstützung ausgeführt werden. Daraus resultiert eine

erhebliche Einsparung an Kosten für Arbeitskräfte.

Trotz der positiven Eigenschaften des Lehmbaus gibt es im Iran Vorbehalte. Diese beruhen

zum einen auf Unwissenheit und zum anderen auf dem fehlenden Umweltbewusstsein der

Bevölkerung. Die Tatsache, dass Lehm kostenfrei und unbegrenzt zur Verfügung steht, spielt

sogar eine eher negative Rolle: Lehmbau ist ein Synonym für Armut, Rückständigkeit und

Erdbebengefährdung. Aufgrund der Erfahrungen aus den letzten Erdbeben, bei denen viele

Lehmbauten zerstört wurden, hat sich die Meinung durchgesetzt, Lehmbauten seien nicht

erdbebensicher. Die mangelnde Stabilität von Lehmbauten gegenüber Erdbeben wird selbst

von vielen Fachkräften behauptet (vgl. Kap.5.1.1). Im Laufe der vorliegenden Arbeit wird diese

Frage näher untersucht (s. Kap. 6.1).

Bauweisen in Bam 29 5.2 Mauerwerksbauten

In Bam waren folgende Arten des Mauerwerksbau vorhanden:

• Traditionelle Mauerwerksbauten

• Mauerwerksbauten nach dem Code 2800

Vor dem Erdbeben bestanden ca. 33 %12 aller Bauwerke in Bam aus traditionellen Mauer-

werksbauten [Tar04]. Durch den Import von Stahlträgern und den damit verbundenen neuen

Bauweisen, sowie der Entstehung von Ziegelöfen in der Region wurden die Lehmbauten

allmählich durch Mauerwerksbauten mit Kappendecken ersetzt. Dieser Prozess begann ca.

1950. Die Mauerwerksbauten wurden zuerst an den Hauptstraßen errichtet, später auch in

anderen Wohngebieten [Esh04]. Ihre Ausführung in der ursprünglichen Bauweise wurde nach

der Veröffentlichung des Codes 2800 im Jahr 1989 nicht mehr genehmigt. Seit dieser Zeit

müssen beim Mauerwerksbauten Vorschriften beachtet werden, die ermöglichen, dass die

Bauwerke einem Erdbeben standhalten können.

5.2.1 Traditionelle Mauerwerksbauten

Bei traditionellen Mauerwerksbauten bestehen die Wände aus gebrannten Ziegeln, die mit

Mörtel aus Lehm, Kalk oder Zement bzw. Mischmörtel aus Zement und Kalk verbunden

werden13. Diese Bauweise wird ohne Ringanker ausgeführt. Als Überdachung werden

Kappendecken eingesetzt. Der Anschluss der Stahlträger von Kappendecken im Auflager-

bereich erfolgt lediglich durch Kontaktpressung; die Träger werden ohne zusätzliche Lage-

sicherung auf das Mauerwerk gelegt. Durch das Fehlen von Auflagerplatten bei Unterzügen und

wegen der kurzen Auflagerlängen der Stahlträger ist häufig die zulässige Druckfestigkeit des

Mauerwerks im Auflagerbereich überschritten (s. Kap. 5.5).

Einige Mauerwerksbauten bestehen aus tragenden Außenwänden und Innenstützen aus Stahl.

Im Inneren werden tragende Wände durch Stahlstützen und Unterzüge ersetzt. Da aus-

reichende Schubwände fehlen, sind solche Bauwerke in horizontalen Richtungen nicht in

erforderlichem Maße ausgesteift. Zur Stabilisierung dienen Trennwände mit einer Dicke von 6

bis 11 cm. Bei mittleren und stärkeren Erdbeben ist die Tragfähigkeit der Trennwände schnell

überschritten, was zum sofortigen Einsturz der Bauwerke führt. Neben Wohnbauten wurden

auch Moscheen auf diese Bauweise erstellt, da sie die Realisierung großer Räume ermöglicht.

Gerade diese sind wegen fehlender horizontaler Aussteifungen im Erdbebenfall besonders

gefährdet.

12 Der Anteil der Mauerwerksbauten beträgt insgesamt 51 % der Bauwerke. Davon gehören ca. 33 % zu den traditionellen Mauwerksbauten und 18 % zu den Mauerwerksbauten, die nach dem Inkrafttreten des Codes 2800 im Jahre 1988 gebaut worden sind [Tar04]. 13 In den letzten Jahren wurden in Bam in begrenztem Umfang anstatt von Ziegeln auch Betonhohlblocksteine verwendet.

30 Bauweisen in Bam

Verhalten der Mauerwerksbauten bei Erdbeben

Bei einem Erdbeben ist die auf das Gebäude entstehende Einwirkung wesentlich größer als die

nach den Vorschriften bemessene Last. In Bam betrug die horizontale Spektralbeschleunigung

für ein Bauwerk aus Mauerwerk 2g bei einer Periode von 0,1 s und einer Dämpfung von 5 % (s.

Abbildung 6). Daraus resultiert eine horizontale Erdbebeinwirkung von V = 2g.m, V = 2G. Die im

Code 2800 vorgesehene Bemessungslast beträgt z.B. für Stahlbauten 0,1 G [Mog01].14

V = A B I W / R [Cod88]

Für: A = 0,35g; B = 2; I = 1; R = 7 V = 0,1 W = 0,1 G

V macht demnach nur 5 % der tatsächlich einwirkenden horizontalen Kraft aus. Die Differenz

soll vom Bauwerk in Form von plastischen Verformungen aufgenommen werden. Die traditio-

nellen Mauerwerkbauten besitzen jedoch kein Verformungsvermögen. Nach dem Überschreiten

des vorhandenen Tragwiderstands werden sie schlaff, und bieten beim nächsten Zyklus keinen

ausreichenden Widerstand mehr. So ist es möglich, dass eine Halle aus Stahl-rahmen mit sehr

kleinem Tragwiderstand und sehr großer Duktilität ein Erdbeben übersteht, und unbewehrte

Mauerwerksbauten mit höherem Tragwiderstand einstürzen (s. Abbildung 17) [Mog01].

Abbildung 17: Vergleich der Erdbebeneinwirkung auf Mauerwerksbauten und einer Halle aus Stahlrahmen [Mog01]

Unbewehrtes Mauerwerk verhält sich spröde und ist somit für die Verwendung in erdbeben-

gefährdeten Regionen nicht geeignet. Das Ausmaß der Schäden an duktilen Bauwerken ist

abhängig von der Größe der Erdbebeneinwirkung. Bei Erdbeben mit einer Stärke größer als 7

auf der Richter-Skala sind die Schäden im Zentrum des Erdbebens größer und nehmen mit der

Entfernung vom Erdbebenzentrum ab. Mauerwerksbauten werden in einer Region vollständig

verwüstet. Erstaunlicherweise können Bauwerke unmittelbar daneben fast unbeschädigt stehen

bleiben.

14 Für Mauerwerksbau wurde vom Code 2800 keine Bemessungslast definiert.

Bauweisen in Bam 31 Das Verhalten eines unbewehrten Mauerwerksbaus kann mit folgenden Szenarien beschrieben

werden:

a) Die Erdbebeneinwirkung ist kleiner als der Tragwiderstand des Bauwerks. In diesem

Fall bleibt das Bauwerk unbeschädigt. Seine ursprüngliche Steifigkeit bleibt erhalten.

b) Das Beben erzeugt in seinen letzten Sekunden Beanspruchungen, die größer als der

Tragwiderstand des Bauwerks sind, so dass Risse entstehen.

c) Die Erdbebeneinwirkung wird kurz nach Beginn größer als der Tragwiderstand des

Bauwerkes. Wegen der Abminderung der Steifigkeit und der Erhöhung des

"Verstärkungs-faktors“ werden die auf das Bauwerk einwirkenden Lasten noch größer,

sodass das Bauwerk schnell seine Stabilität verliert und einstürzt.

Die eben beschriebenen drei Szenarien sind abhängig von der Stärke des Erdbebens und der

Ausführungsqualität des Bauwerks. Sie werden im Folgenden kurz „Kategorie A“ bzw. B und C

genannt [Mog01].

Rissschwelle Bei Erdbeben mit einer Stärke über 6 auf der Richterskala werden im Iran alle Mauer-

werksbauwerke im Epizentrum zerstört. In einem gewissen Abstand vom Epizentrum jedoch

bleibt die Stand- und Tragsicherheit der Bauwerke wegen der abgeminderten Erdbebenkräfte

erhalten. Den Übergang zwischen diesen Bereichen bezeichnet man als „Rissschwelle“. Das

Verhalten der Bauwerke ändert sich von Kategorie C auf B. Ab dieser Schwelle bewahren die

Bauwerke trotz der Risse ihre Standsicherheit. Durch eine fachgerechte Ausführung und der

Verwendung von Baumaterial in ausreichender Qualität kann die Rissschwelle verschoben

werden. Sie liegt im Iran bei Bauwerken in ländlichen Regionen bei 5 auf der Richter-Skala. In

Städten ist die Bauqualität vergleichsweise besser und die Rissschwelle liegt höher [Mog01]. Es ist möglich, dass in einer Region der Kategorie C einige Bauwerke wegen ihrer besseren

Planung und gehobenen Ausführungsqualität stehen bleiben. Dennoch können diese Bauwerke

nicht als erdbebensicher bezeichnet werden, da auch sie bei einer geringfügigen Erhöhung der

Erdbebeneinwirkung oder bei längerem Andauern eines Erdbebens zerstört werden würden.

5.2.2 Die Berücksichtigung von Mauerwerksbauten im Code 2800

Im Jahr 1988 wurde die erste Fassung des Codes 2800 mit sofortigem Inkrafttreten

veröffentlicht. Darin wurde der Bau von Mauerwerksbauten nur bei Einhaltung der in der Norm

verankerten Regeln erlaubt. Allerdings sind in dem Code 2800 weder Berechnungsgrundlagen

noch Ausführungsdetails für unbewehrte Mauerwerksbauten enthalten. Der Code 2800 hat die

Erdbebeneinwirkung für solche Bauwerke nicht festgelegt und schlägt auch keines der bekann-

ten Verfahren für ihre Berechnung vor. Vielmehr wurde versucht, aufgrund der Erfahrungen mit

vergangenen Erdbeben und den bekannten Regeln der Technik allgemeine Konstruktions-

32 Bauweisen in Bam

grundlagen abzuleiten und so den Einsturz der Bauwerke bei Erdbeben zu verhindern. Die

wichtigsten in der Norm genannten Regeln sind [Cod99]:

• Einfassung von Mauerwerksbauten durch Stahlbetonverstärkungen

• Mindestflächen an horizontalen Schubwänden

Einfassung von Mauerwerkswänden durch Stahlbetonverstärkungen

Durch die Einfassung des Mauerwerks in eine horizontale und vertikale Rahmenstruktur, wobei

der horizontale Rahmen durch den Ringanker gebildet wird, entsteht ein zusammengesetzter

Baukörper aus Mauerwerk und Stahlbetonrahmen. Dieser vereinigt die duktilen Eigenschaften

eines Stahlbetonrahmens und die Schubsteifigkeit von Mauerwerksscheiben. Die Eigenschaften

beider Systeme können dabei nicht mehr unabhängig voneinander betrachtet werden. Sie

stehen vielmehr in Wechselwirkung zueinander. Ihre Kombination bedeutet für das Mauerwerk

einen deutlichen Gewinn an Duktilität, einen höheren Tragwiderstand und ein größeres

Energieabsorptionsvermögen. Bei der Beanspruchung durch horizontale Lasten kann von

einem verbandartigen Verhalt ausgegangen werden (Abbildung 18).

Abbildung 18: Druckstrebenwirkung des eingefassten Mauerwerks [Mog01]

Um eine kraftschlüssige Verbindung zwischen Mauerwerk und Stahlbetonstütze zu erhalten,

darf diese erst nach dem Hochmauern der Wände betoniert werden (Abbildung 19) [Poc86]. Die

Stützen-Längsbewehrung ist in den beiden Ringankern an der Boden- und Deckenplatte zu

verankern [Cod87].

Abbildung 19: Um eine Verbindung zwischen Mauerwerk und Pfeilern zu schaffen, darf die vertikale Verstärkung erst nach dem Hochmauern der Wände betoniert werden.

Bauweisen in Bam 33 Mindestflächen an horizontalen Schubwänden

Die tragenden Wände müssen in beide Grundriss-Richtungen orientiert sein. Der Code 2800

hat die Mindestflächen an horizontalen Schubwänden pro Richtung jeweils in Prozent zur Bau-

fläche festgelegt, wie aus nachstehender Tabelle 4 ersichtlich ist:

Art und Geschosszahl des Bauwerks Keller EG 1. OG

Ein Geschoss15 6 % 4 % ---- Bauwerk aus Ziegelmauerwerk

Zwei Geschosse 8 % 6 % 4 %

Ein Geschoss 10 % 6 % ---- Bauwerk aus Betonsteinen

Zwei Geschosse 12 % 10 % 6 %

Tabelle 4: Mindestwerte der horizontalen Schubwandfläche in Prozenten der Gesamtfläche der jeweiligen Geschossflächen [Cod99]

Nach vorstehender Bestimmung muss in beide Richtungen ausreichend Wandfläche zur Auf-

nahme des Horizontalschubs vorhanden sein.

5.2.3 Mauerwerksbauten nach dem Inkrafttreten des Codes 2800 im Jahr 1988

Der Anteil der Bauwerke, die nach dem Inkrafttreten des Codes 2800 errichtet wurden, betrug

ca. 18 % aller Hochbauten in Bam vor dem Erdbeben [Tar04]. Die Einführung der Norm sollte

die Erdbebensicherheit aller nach 1988 gebauten Mauerwerksbauten gewährleisten. Erheb-

liche Verstöße gegen die Konstruktionsvorgaben der Norm16, massive Mängel in der Aus-

führung und der Einsturz der Kappendecken haben dazu beigetragen, dass 90 % der ca. 3400

Bauwerke, die nach 1988 gebaut wurden und nicht älter als 16 Jahre waren, beim Erdbeben

2003 in Bam zerstört wurden [Mod04].

5.2.4 Sichtmauerwerk

Seit der Herstellung hochwertiger Ziegel durch neue, moderne Ziegelfabriken kam es in den

letzten Jahren im Iran zu einer vermehrten Ausführung von Fassaden mit Sichtmauerwerk. Für

tragende Wände werden jedoch preiswerte Ziegel mit schlechter Qualität aus herkömmlichen

Ziegelwerken verwendet. Diese werden durch Handwerker mit sehr niedriger Qualifikation

ausgeführt. Dadurch wird ihre Tragfähigkeit negativ beeinflusst.

15 Im Code 2800 wird der Keller als Geschoss nicht berücksichtigt. 16 Es war beispielsweise nicht üblich, den kraftschlüssigen Verbund zwischen Wänden und Decken mit Ringankern sicherzustellen.

34 Bauweisen in Bam

5.3 Stahlbauten

Die Stahlskelettbauten in Bam waren in der Regel Bauwerke mit ein bis vier Vollgeschossen;

nur in einigen Fällen besaßen sie fünf Geschosse [Esh04].

5.3.1 Entwicklung der Stahlskelettbauweise in Bam

Seit 1960 wurden in Bam Regierungsgebäude, mehrstöckige Geschäfte, Banken und Kranken-

häuser an den Hauptstraßen und im Zentrum der Stadt in der Stahlskelettbauweise ausgeführt.

In den letzten Jahren erfreute sich diese Bauweise zunehmender Beliebtheit [Esh04]. Neben

der schnellen Ausführbarkeit und Wirtschaftlichkeit spielte der höhere Grundstückspreis im

Stadtzentrum und an den Hauptstraßen für diese Entwicklung eine große Rolle, da hiermit eine

größere Bauwerkshöhe erreicht werden konnte.

5.3.2 Verhalten von Stahlbauten bei Erdbeben

Stahl ist in vieler Hinsicht sehr geeignet für Bauten in Gebieten mit höherer Erdbeben-

gefährdung. Er weist unter statischer und dynamischer Beanspruchung große Festigkeit auf

und besitzt eine ausreichende Zähigkeit. Stahlbauten sind verhältnismäßig leichte Bauwerke,

was bedeutet, dass ihre Massenträgheit gering ist [Poc86].

Die große Zahl zerstörter Stahlskelettbauten in Bam beweist jedoch, dass die Verwendung von

hochwertigen und geeigneten Baustoffen allein keine Garantie für die Sicherheit von Bau-

werken gegen Erdbeben mittlerer oder größerer Stärke bietet.

5.3.3 Tragwerkssysteme

Tragwerkssysteme der Stahlbauten in Bam sind, abhängig von ihrem Baujahr, unterschiedlich.

Die vor 1988 gebauten Bauwerke besaßen keine horizontalen Tragelemente. In solchen Fällen

übernahmen die Füllwände aus Mauwerk die Funktion der horizontalen Aussteifung. Nach 1988

wurden die Bauwerke mit Windrispen horizontal ausgesteift. Im Folgenden werden die in Bam

vorkommenden Stahlkonstruktionen beschrieben.

Stahlrahmenkonstruktionen mit IPE- Riegeln an ausgesparten Hohlprofil-Stützen

Diese Methode gehört zur Anfangsphase der Stahlskelettbauten in Bam. Die Stützen bestanden

aus quadratischen, geschweißten Hohlprofilen 120 x 4 oder 140 x 4; für die Rahmenriegel

wurden IPE-Walzprofile17 verwendet. Die Stützen besaßen Aussparungen für die Riegel, so

dass deren Durchlaufwirkung an den Stützen sichergestellt war. Die Riegel wurden durch

Anschweißen an den Stützen befestigt. Für diese Verbindungsart waren keine technischen

Regeln vorhanden; sie war abhängig vom Fachwissen und handwerklichen Können der

17 Um den Stahlbedarf zu reduzieren werden oft statt der IPE –Träger Wabentäger verwendet.

Bauweisen in Bam 35 Schweißer. So wurden in einigen Fällen an den unteren Ecken zwischen den Stützen und

Riegeln Winkel angeschweißt, die zumindest eine geringe Rahmenwirkung gewährleisten, im

allgemeinen aber für die Aufnahme der Eckmomente aus regulären Horizontallasten nicht

geeignet sind (Abbildung 20 und Abbildung 21a).

Solche Stahlskelettbauten wurden bis zu zwei Vollgeschossen ausgeführt. Tragelemente für die

Aufnahme von horizontalen Lasten waren nicht vorhanden, so dass die horizontale Aussteifung

allein durch das Zusammenwirken von Trennwänden, Fenster- und Türrahmen übernommen

wurde. In der Querrichtung werden die Träger an Unterzügen angeschweißt (Abbildung 20 und

Abbildung 21a).

Eine Bemessung des Tragwerks wurde weder für Schwerlasten noch für horizontale Lasten

durchgeführt. Damit sind solche Bauwerke labil und besitzen keine ausreichende

Tragsicherheit. Während eines Erdbebens nehmen die Füllwände die einwirkenden Horizontal-

kräfte auf. Bei einem starken Erdbeben entstehen bereits während der ersten Momente Kreuz-

risse in den Wänden, die bei einem Andauern des Erdbebens versagen. Die Bauwerke haben

damit jeglichen Tragwiderstand gegen weitere horizontale Belastungen verloren. So sind Zer-

störungen vorprogrammiert.

Aus folgenden Gründen sind solche Rahmen nicht ausreichend tragfähig:

• Die vertikale Last wird direkt oder über angeschweißte Winkel in die Stützen weitergeleitet.

Die Stützen sind wegen der dünnen Wanddicke beulgefährdet.

• Aufgrund der Aussparungen der Stützen im Anschlussbereich der Riegel können dort nur

geringe Biegemomente aufgenommen werden. Die Stützenwandungen knicken aus bzw.

versagen bei Momentenbelastung in Wandungsebene durch lokales Beulen.

• Die Weiterleitung der Normalkraft aus den Riegeln durch unverstärkte Flanschanschlüsse

macht die Stütze anfällig gegen lokales Versagen der Wandungen.

• Die Aussparungen sind i.d.R. nicht fachgerecht ausgeführt, wodurch in den Ecken unter

Last hohe Kerbspannungen entstehen, die das Aufreißen des Querschnitts an diesen

Stellen einleiten.

• Kaltgewalzte Hohlprofile sind für den Einsatz in erdbebengefährdeten Regionen wegen

fehlender Duktilität nicht geeignet.

Diese Ausführungen wurden ohne Einwirkung von Ingenieuren oder Architekten durch

heimische Baumeister und Schweißer ausgeführt. Eine solche Ausführung ist gesetzlich mittler-

weile nicht mehr erlaubt.

36 Bauweisen in Bam

Abbildung 20: Beispiele von Stahlrahmenausbildungen

Stahlrahmenkonstruktionen mit IPE-Riegeln und Rahmenstützen

In dieser Konstruktion läuft der Stahlträger, in der Regel IPE 18018, durch die Rahmenstütze

(Detail siehe Abbildung 21b).

Abbildung 21: a) Rahmen aus IPE-Trägern und quadratischem Hohlprofil b) Rahmen aus IPE-Trägern und Rahmenstütze

Khorjini-Rahmen

Khorjini-Rahmen sind die verbreitetsten und wichtigsten Stahlrahmen im Iran. Mehrere

Jahrzehnte wurden ausschließlich sie als Stahlrahmenkonstruktion für Wohnbauten und Büro-

gebäude eingesetzt. Sie wurden sowohl bei einfachen Mehrfamilienhäusern, als auch in

Hochhäusern in Teheran und anderen großen Städten verbaut.

18 Um den Stahlbedarf zu reduzieren werden oft statt der IPE-Träger Wabentäger verwendet.

a b

Bauweisen in Bam 37 Khorjini-Rahmen und ihre geschichtliche Entwicklung

Zur Ausführung der Khorjini-Rahmen19 werden an die Stützen Winkel im Abstand der

Geschosshöhen angeschweißt, i.d.R. L100 x 100 x 10-120. Danach werden die Stützen an die

Fußplatten geschweißt und die Stahlunterzüge auf die Winkel gesetzt. Durch das Anschweißen

eines oberen kleineren Winkels L100 x 100 x 10-80 an den Träger und die Stützen wird die

Lage des Unterzugs stabilisiert (Abbildung 22).

Abbildung 22: Einseitiger und zweiseitiger Khorjini-Anschluss

Bei der Ausführung von Kappendecken werden die Deckenträger entweder auf den unteren

Flansch der Unterzüge gelegt, oder sie werden durchlaufend auf die Unterzüge gelegt. Die

Lagesicherung der Träger erfolgt durch das Anschweißen an die Unterzüge.

Als Stützen werden Rahmenstützen aus 2 x IPE mit Bindeblech verwendet, seltener –

besonders bei Altbauten – werden quadratische Hohlprofile eingesetzt.

Durch die zunehmende Beliebtheit von Stahlbauten im Iran wurde dieses Anschlusssystem –

bei Bauherrn bekannt als „besaz wa beferusch“ (auf Deutsch: „baue und verkaufe“) – von der

Bauindustrie bevorzugt. Es gab hierfür weder Berechnungsverfahren noch theoretische oder

praktische Untersuchungen. Horizontale Lasten aus Wind und Erdbeben wurden konstruktiv

nicht berücksichtigt.

Korjini-Rahmen wurden beim Bau von Mehrfamilienhäusern, Geschäften und Kaufhäusern

eingesetzt und eroberten die Bauindustrie im Sturm, welche diese Bauweise stillschweigend

ohne theoretische oder empirische Untersuchungen aufgriff, so dass z.B. 1998 in Teheran bis

zu 78 % aller Stahlbauten mit Khorjini-Rahmen ausgerüstet waren [Gha98].

Beim Kauf und Verkauf von Immobilen waren den Verbrauchern nur die Dimensionen der

verwendeten Stahlprofile wichtig, die Anschlüsse wurden dagegen vernachlässigt.

Für Baugenehmigungen reichten die Grundrisse mit Angaben über Baufläche, Stockwerkzahl,

Höhe und die zu verwendenden Stahlträger und Stützen mit der Unterschrift eines Architekten

19 Khorjin bedeutet im Persischen: Satteltasche

38 Bauweisen in Bam

oder Bauingenieurs. Bei Stahlbauten waren die wichtigsten Angaben in einem Bauantrag die

Querschnitte der Stützen, Unterzüge und Stahlträger für die Herstellung von Kappendecken,

sowie deren Abstände. Es wurden weder Detailzeichnungen für die Ausbildung der Knoten,

noch Informationen über Länge und Stärke der Schweißnähte gefordert. Die Festlegung dieser

Details lag allein im Verantwortungsbereich der Schweißer. Ingenieure und Architekten

erhielten ihr Honorar lediglich für die Unterzeichnung der Unterlagen.20 Für die Herstellung des Tragwerks werden Stahlträger direkt an die Baustelle geliefert.21 Die

zuständigen Schweißarbeiter sind für die Konstruktion und die Ausführung zuständig. Sie

werden nach der montierten Stahlmenge bezahlt. Bei der ersten Generation dieser Anschlüsse

wurden keine zusätzlichen Maßnahmen zur Aufnahme horizontaler Lasten ergriffen.

Nach den Schweißarbeiten wurde mit der Ausführung der Kappendecken und Trennwände

begonnen. Im Allgemeinen bestehen die Trennwände aus 10 cm dicken Vollziegeln. In Bam

wurden auch Außenwände mit einer Dicke von 20 cm ausgeführt. Seit den letzten Jahren ist

zudem die Ausführung der Wände mit Hohlziegeln üblich geworden. Trenn- und Außenwände

sind die einzigen Aussteifungselemente für die Aufnahme der horizontalen Last. In großen

Geschäften oder in Wohnanlagen mit Parkplätzen im Erdgeschoss sind keine Trennwände

vorhanden, die als Aussteifung des Bauwerks dienen könnten.

Gründe für die häufige Verbreitung von Khorjini-Anschlüssen:

• Schnelle, materialsparende und daher kostengünstige Herstellung und Montage der

Tragkonstruktion. Auf genaues Aufmaß, Ausführungspläne und die Anfertigung von pass-

genauen Stahlteilen wird verzichtet.

• Das Fehlen von Vorschriften und Prüforganen.

• Ingenieure brauchten Bauanträge lediglich zu unterschreiben ohne einen rechnerischen

Nachweis zu liefern.

• Das Fehlen von breitflanschigen Typen von Trägern wie HEA, HEB und HEM im Land. Der

Staat hat nichts unternommen, um die für die Bauindustrie benötigten breitflanschigen I-

Träger in der erforderlichen Materialgüte im eigenen Land zu produzieren oder vom

Ausland importieren lassen, obwohl alle Stahlhüttenwerke staatlich waren. Der Politik ist es

nicht gelungen, die Voraussetzungen für die fachgerechte Ausführung von Stahlbauten zu

schaffen.

• Der Khorjini-Anschluss wird als eine iranische Erfindung begriffen, deren Wirtschaftlichkeit

unübertreffbar zu sein schein.

20 Deshalb wurde das Wort "Unterschriftrecht" anstelle von „Honorar“ verwendet. Die Ingenieure wurden in erster Linie für Ihre Unterschrift bezahlt. Häufig waren sie nicht einmal mit der Erstellung der Baupläne betraut, da der Bauherr alles vorbereitet hatte. Damit waren alle beteiligten Parteien zufrieden: Ingenieure konnten Geld verdienen, ohne jegliche statischen Berechnungen durchzuführen, und die Bauherren kostete die Unterschrift des Ingenieurs weit weniger als dessen Berechnungen und Nachweise. 21 Alle Schweißarbeiten werden auf der Baustelle durchgeführt.

Bauweisen in Bam 39 Untersuchungen des Khorjini-Anschlusses

Während der Erdbeben von Manjil und Rascht im Jahre 1990 wurden tausende Konstruktionen

mit Khorjini-Anschlüssen zerstört [Mog01]. Die Bevölkerung, aber auch Fachleute und die

Regierung waren davon überrascht. Die umfangreichen Zerstörungen der Stahlbauten, die als

erdbebensicher galten, kosteten viele Menschenleben und verursachten großen wirtschaftlichen

Schaden. Erst nach diesen Erdbeben wurde mit den Untersuchungen von Khorjini-Anschlüssen

an den Universitäten und Versuchsanstalten des Landes begonnen. Fast alle Versuche gingen

in dieselbe Richtung, nämlich diesen Anschluss zu einem biegesteifen Knotenpunkt iranischer

Prägung zu entwickeln:

• Laut der Amir-Kabir Universität in Teheran wird bei der Verstärkung des Khorjini -

Anschlusses seine Biegesteifigkeit größer und dadurch der Widerstand gegen Erdbeben

erhöht [Tah92].

• Nach der Teheraner Universität wird die Verstärkung des Khorjini-Anschlusses eine

wichtige Rolle bei der Aufnahme der vertikalen und horizontalen Last spielen [Sha93].

• Wenn bei den Khorjini -Anschlüssen dickere und längere Winkel verwendet werden, steigt

das Momentenaufnahmevermögen [Gha94].

• Die Qualität ist abhängig von den Schweißnähten und der Art der Anschlüsse. Diese

können als halbsteif oder fast steif angenommen werden, was berücksichtigt werden

muss22 [Raz96].

• Die Verbindung entspricht einer Scheren-Verbindung. Das bedeutet, dass Riegel und

Stütze sich um den Anschluss drehen [Zah97].

• Zahedi, Barkhordari und Ferugi von den Universität Elmo und Sanat kamen in ihrer

Forschung zu folgenden Ergebnissen:

• Für die oberen Winkel soll eine Dimension gewählt werden, die mindestens so groß ist wie

die der unteren Winkel. Schweißnähte sind an beiden Winkelschenkeln erforderlich.

• Zwischen zwei Trägern sind Bindebleche erforderlich.

• Durch relativ wenig Mehraufwand bei der Wahl der Winkelgröße und einer Verstärkung ist

es möglich, die Steifigkeit der Anschlüsse zu erhöhen (bis zu 90%) und sie als biegesteife

Verbindungen anzunehmen.

• Die Herstellung von biegesteifen Stahlrahmen ist grundsätzlich mit einem höheren Aufwand

verbunden, nicht zuletzt, da diese mit größerer Genauigkeit gefertigt werden müssen.

Dagegen ist die Herstellung von Khorjini-Anschlüssen einfacher, weil wegen der

durchlaufenden Träger keine genauen Zuschnitte erforderlich sind. Deshalb kann der

Einsatz von Khorjini-Anschlüssen die genormten Biegsteifeverbindungen ersetzen. Zur

Verhinderung des Bruches am Anschluss können die unteren Winkel mit Rippen verstärkt

werden, bei Bedarf ebenso die oberen [Zah97].

22 Nach dem Code 2800 wird der Khorjini- Anschluss als gelenkig angenommen.

40 Bauweisen in Bam

Die Ergebnisse der Forschungsarbeiten über den Khorjini-Anschluss werden im Folgenden

zusammengefasst [Gha98a]:

1. Die Steifigkeit der Anschlüsse ist für normale Anschlüsse mit Stützen aus 2 IPE und einem

Achsenabstand von 20 cm abhängig vom Ausmaß der Winkel und Schweißnähte. Für

Träger aus 2 IPE 160, untere Winkel L100x100x10-120 und obere Winkel L100x100x10-80

beträgt die Drehsteifigkeit 1800 Ton.m / Rad.

2. Wenn man die Anschlüsse mit Blech (Rippen) und einer Betonfüllung verstärkt, erhöht sich

die Biegesteifigkeit der Anschlüsse auf 3100 Ton.m / Rad.

3. Die Tragfähigkeit der Anschlüsse ist immer kleiner als die der Träger und Stützen. Die

Bruchgefahr konzentriert sich daher auf die Anschlüsse, die spröde sind und keine Duktilität

besitzen.

4. Gemäß dem Zusammenhang, dass Steifigkeit stets Kräfte anzieht, bewirkt die

Biegesteifigkeit der Anschlüsse, dass diese bei Erdbeben größere Momente aufnehmen

müssen als ihre Tragfähigkeit es zulässt. Das hat den Bruch der Anschlüsse zur Folge.

5. Bei den Khorjini-Anschlüssen sind wegen der Durchlaufwirkung der Träger die auftretenden

Momente, Durchbiegungen und Schwingungen der Riegel im Vergleich zu gelenkigen

Anschlüssen niedriger.

6. Mit der Verstärkung der Khorjini-Anschlüsse wird deren Biegesteifigkeit größer. In manchen

Fällen erreicht sie bis zu 80% der Steifigkeit eines biegesteifen Anschlusses.

7. Die oberen und unteren Verstärkungsbleche (Rippen) erhöhen die Steifigkeit des

Anschlusses. Die Bleche spielen bei der Kontrolle der Verformungen in der Folge von

Torsion und Beulen in den Trägern eine große Rolle und mindern die Spannung in den

Schweißnähten ab.

8. Es wird vorgeschlagen, dass die maximale Höhe eines mit diesen Anschlüssen aus-

geführten Bauwerks auf 24 m oder 8 Vollgeschosse begrenzt wird, mit einem R

(Verhaltungsbeiwert) zwischen 3-5.

Die weitere Forschung über Größe und Stärke der einzusetzenden Winkel sollte zum Ziel

haben, einen zu 90 Prozent biegesteifen Rahmen zu erreichen [Gha98a].

Wesentliche Aussagen der o.a. Beurteilungen, nämlich die Punkte 3, 4 und 8, fanden keine

Beachtung.

Khorjini-Anschlüsse vor Einführung des Code 2800

Wie die Untersuchungen gezeigt haben, sind Tragwerke mit Khorjini-Anschlüssen für die

Abtragung regulärer vertikaler Lasten (Eigengewicht und Verkehrslast) geeignet. Bei horizonta-

len Beanspruchungen jedoch, besonders bei mittleren und stärkeren Erdbeben, ist die

Tragsicherheit gefährdet. Die Füllwände nehmen bei einem Erdbeben die auftretenden Lasten

aus der Horizontalbeschleunigung auf. Wegen der höheren Steifigkeit des Mauerwerks ziehen

die Wandscheiben eine größere Last auf sich. Diese können Horizontalkräfte jedoch praktisch

durch Bildung von Druckdiagonalen abtragen. Füllwände und Rahmen bilden zusammen ein

Bauweisen in Bam 41 fachwerkähnliches Tragsystem23. Durch das Überschreiten der Schubtragfähigkeit der Füll-

wände unter Erdbebeneinwirkung entstehen in den Wänden Kreuzrisse und das Tragsystem

des Bauwerks ändert sich schlagartig: Durch die Kreuzrisse nimmt die Tragfähigkeit der Füll-

wände stark ab. Sie können beim Andauern des Erdbebens zerstört und als horizontales

Tragelement vollständig ausgeschaltet werden24. Das Bauwerk ist nach dem Versagen der

Füllwände ohne Aussteifung. Der Khorjini-Anschluss nimmt die horizontale Last auf.

Der Anschluss wird durch folgende Kräfte beansprucht (angenommen wurde, dass die

aussteifende Wirkung der Wände bereits entfallen ist):

Lastfall Knote

n A Knoten B

Ständige Last und Verkehrslast

My1

Mx1

Vz1

----

Mx1

Vz1

Erdbebeneinwirkung:

Fx

My2

Vx

Vz2

My2

Vx

Vz2

Erdbebeneinwirkung:

Fy

Mx2

Ny

Vz3

Mx2

Ny

Vz3

Knoten A: Knoten B:

Mx = Mx1+ Mx2 Mx = Mx1+ Mx2

My= My1+ My2 My= My2

Vz = Vz1+ Vz2 + Vz3 Vz = Vz1+ Vz2+ Vz3

Belastung des Anschlusses durch

Erdbebeneinwirkung senkrecht zum

Anschluss:

Ma = Mx2, V = Vz3, N = Ny

23 Bei nicht ausreichender Tragfähigkeit des Anschlusses können Druckdiagonalen ihr frühzeitiges Versagen verursachen. 24 Füllwände können durch eine Beanspruchung quer zur Ebene vorzeitig versagen.

42 Bauweisen in Bam

Momente aus Erdbebeneinwirkungen können im Anschluss aufgrund der wechselnden

Beanspruchungsrichtungen eine schnelle Ermüdung der Schweißnähte hervorrufen. Diese

können zu einem spröden Bruch in den Schweißnähten führen. Das Tragwerk kann schlagartig

und ohne Vorwarnung versagen.

Der Code 2800 und der Khorjini-Anschluss

In iranischen Baunormen bestehen keine speziellen Vorschriften für den Nachweis dieses

Anschlusses. Der Code 2800 hat ihn in seiner ersten Fassung ignoriert [Cod87]. In der zweiten

Fassung aus dem Jahre 1999 müssen Khorjini-Anschlüsse bei der Berechnung als gelenkig

angenommen werden [Cod99]. Die Bauwerke sind dann mit zusätzlichen Maßnahmen hori-

zontal auszusteifen. In Bam wurden Stahlbauten hauptsächlich mit zentrischen Fachwerks-

verbänden ausgesteift.

Die gesamte horizontale Erdbebenlast muss nach dem Code 2800 rechnerisch von zentrischen

Fachwerksaussteifungen aufgenommen werden. Wegen der vorhandenen Biegesteifigkeit des

Anschlusses scheint diese Annahme des Codes 2800 auf der sicheren Seite zu liegen. Der

Code 2800 hat für die gelenkigen Rahmen mit zentrischen Fachwerksaussteifungen für die

Berechnung von Erdbebeneinwirkung einen Verhaltensbeiwert R von 6 festgelegt.

Gelenkige Rahmen mit Fachwerksaussteifungen, die in Industrieländern wie den USA und

Europa üblich sind, haben einen gravierenden Unterschied zu dem im Iran üblichen Khorjini-

Anschluss. Die Annahme der Übereinstimmung beider Anschlusstypen entspricht den System-

eigenschaften des Khorjini-Anschlusses nicht. Dies wird an folgenden Details deutlich:

• Vorhandensein einer Steifigkeit von > 1800 tm/Rad in Abhängigkeit von den Winkeln,

Schweißnähten und Verstärkungen des Anschlusses [Gha96; Mog01].

• Durch entstehende Momente im Anschluss aufgrund der vorhandenen Steifigkeiten werden

die Stützen außerhalb des Anschlusses mit einem zu hohen Biegemoment beansprucht.

Die Rahmenstützen wurden weder dafür bemessen, noch sind sie dafür geeignet.

• Durch exzentrischen Anschluss der Diagonalstäbe an Riegeln und Stützen entstehen im

Falle eines Erdbebens zusätzliche Momente im Anschluss.

• Die gelenkigen Regel-Anschlüsse der Industrieländer bestehen aus einzelnen Riegeln, die

zwischen den Stützen liegen. Die Träger sind mit den Stützen durch Schrauben oder

Schweißverbindungen verbunden. Diese Anschlüsse sind in der Lage, ohne Schwierig-

keiten die zyklisch horizontalen Verschiebungen mitmachen. Bei dem Khorjini-Anschluss

jedoch können die entstehenden Momente zur Verformung der Winkel und zur Ermüdung

der Schweißnähte des Anschlusses führen, was den Sprödbruch des Anschlusses verur-

sachen kann.

Diese Gegenüberstellung zeigt, dass Khorjini-Anschlüsse zu keinen vorhandenen Standard-

kategorien passen. Sie stellen eine Sonderform eines Anschlussknotens dar, für den es immer

noch keine Bemessungs- und Konstruktionsrichtlinie gibt. Das Verhalten von Khorjini-

Bauweisen in Bam 43 Anschlüssen müsste hierfür auch bei dynamischen Belastungen empirisch und theoretisch

untersucht werden. Das Versagen der Anschlüsse sowie der Nachbarbereiche muss aus-

geschlossen werden, was voraussetzt, dass die Stützen bei allen Lastfallkombinationen

elastisch bleiben. Nur wenn die oben genannten Bedingungen erfüllt sind, können die

erforderlichen Vorschriften für den Nachweis verabschiedet werden. Die Ausführung dieses

Tragwerkssystems in seiner jetzigen Form (verstärkt oder ausgesteift mit Fachwerksverbänden)

sollte nicht mehr gestattet werden.

Einen Lösungsvorschlag zeigt Abbildung 23: Das System besteht aus einer Kastenstütze mit

beiderseits angesetzter Knotenbleche. Die U-Träger sind an die Knotenbleche per Schraubung

verbunden. Die Momenttragfähigkeit des Anschlusses kann durch Änderung der Blechdicke,

der horizontale Abstand der Schrauben durch Verstärkung des Stegs variieren. Das ermöglicht

die Ausbildung eines stärkeren Anschlusses als Riegel. Dieser Anschluss lässt sich einfach

bemessen. In Deutschland wurde dieser unter anderem bei dem Bau der Freien Universität

Berlin eingesetzt [Har74].

Abbildung 23: Ein biegesteifer Anschluss [Har74]

Gelenkige Knotenverbindungen

Biegesteife Verbindungen gab es in Bam bis zum Erdbeben am 26.12.2003 nicht. Neben den

erwähnten Khorjini-Anschlüssen wurden gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen

verwendet. Für die Ausbildung von gelenkigen Anschlüssen wurden Riegel mit einem unteren

und oberen Winkel an den Rahmenstützen verschweißt (Abbildung 24b).

Bei der Aussteifung der Rahmen mit Fachwerkverbänden erschweren die Winkel den fach-

gerechten Anschluss von Knotenblechen an der Stütze und den Riegeln.

44 Bauweisen in Bam

Bei einem Erdbeben kann das Bauwerk eine größere zyklische und horizontale Verschiebung

mit großer Periode erfahren. Die dadurch entstehenden Verdrehungen und Biegemomente im

Anschluss können einen spröden Bruch der Winkel verursachen.

Nachgiebige Knotenverbindungen

Bei nachgiebigen Knoten werden Riegel zusätzlich über zwei Stegwinkel an der Stütze

verschweißt. Aufgrund der Gefahr von Knotenplastifizierungen muss vom Einsatz derartiger

Konstruktionen im Iran abgeraten werden.

Um die Anschlüsse der Riegel und der Diagonalstäbe an der Rahmenstütze zu ermöglichen,

wird statt der Verbindungsbleche eine ca. 50 cm hohe Platte an die Rahmenstütze geschweißt,

an der die Winkel und Knotenbleche angeschlossen werden können. Häufig haben die

Schweißverbindungen zwischen Platte und Gurtstäben keine ausreichende Tragfähigkeit, um

die Kräfte aus Riegeln und Knotenblechen aufzunehmen. Risse zwischen der Platte und den

Gurtstäben sind die Folge.

Bei der Ausbildung der Anschlüsse wurde die Tragfähigkeit der Rahmenstütze nicht berück-

sichtigt. Dies führte zum Versagen der Stützen. Die ausreichende Kapazität der Stützen zur

Aufnahme und Weiterleitung der im Anschluss entstehenden Kräfte muss nachgewiesen

werden (Abbildung 24c).

Abbildung 24: a-b) Gelenkige Knotenverbindung c) Nachgiebige Knotenverbindung

Rahmenstützen

Die im Iran überwiegend eingesetzten Rahmenstützen bestehen aus je zwei IPE- oder U-

Profilen, die mit Bindeblechen verbunden sind. Sie werden mangels Alternativen eingesetzt,

denn HEA- und HEB-Querschnitte können im Iran weder hergestellt noch importiert werden.

Horizontale Aussteifung von Bauwerken mit zentrischen Fachwerksverbänden

Nach dem Code 2800 sind Bauwerke mit gelenkigen Rahmen durch zusätzliche Maßnahmen

horizontal auszusteifen. In Bam wurden Stahlbauten hauptsächlich mit zentrischen Fachwerks-

verbänden ausgesteift.

Bauweisen in Bam 45 Der Code 2800 und zentrische Fachwerksverbände

In der ersten Fassung des Code 2800 wurde keine Angabe über die Schlankheit der ein-

gesetzten Diagonalstäbe gemacht. Ab der 2. Fassung im Jahre 1999 wurde unter anderem eine

max. Schlankheit von 6025/√F festgelegt. Das entspricht bei S235JR einer Schlankheit von

max. λ=123.

Abbildung 25 zeigt die Bauwerke mit Windrispen aus Rundstahl. Sie gehören zu den ersten

Versuchen in Bam, Bauwerke gegen die horizontale Last auszusteifen. Wie schon beschrieben

wurde, sind solche Maßnahmen zwecklos. In beiden Fällen haben die Füllwände ohne

Beteiligung der Stahlstreben die horizontale Last aus dem Erdbeben aufgenommen.

Abbildung 25: Füllwände mit zu klein dimensionierten Stahlstreben

Verhalten von Fachwerken mit zentrischen Anschlüssen bei Erdbeben

Zentrische Fachwerke zeigen bei zyklischer Beanspruchung ein allgemein ungünstiges und

wenig duktiles Systemverhalten. Ihr Energieabsorptionsvermögen ist geringer als bei Rahmen

und anderen Fachwerken. Das Verhalten bei einem Erdbeben kann vereinfacht wie folgt dar-

gestellt werden:

• Im ersten Zyklus bei einer Verschiebung nach rechts knickt die Druckdiagonale a bald

aus, und die Zugdiagonale b fließt und verlängert sich entsprechend (Abbildung 26). Nach

der Verschiebungsumkehr knickt die Diagonale b aus, und nach einer Bewegung nach

links ohne wesentlichen Widerstand (nur Knicklast der Diagonale b) wird die Diagonale a

stoßartig auf Zug beansprucht und ebenfalls plastisch verlängert.

• Im zweiten Zyklus und, sofern dies noch möglich ist, in weiteren Zyklen wiederholen sich

diese Vorgänge, wobei die plastischen Verlängerungen der Diagonalen, die Bewegungen

ohne wesentlichen Widerstand und damit auch die Heftigkeit der anschließenden Stöße

progressiv zunehmen, was rasch zum Bruch führt [Bac95]. Aus diesem Grund sind Fach-

werksbauten in Erdbebengebieten wenig geeignet.

46 Bauweisen in Bam

Abbildung 26: Einfaches Gelenkfachwerk mit gedrungenen äußeren und schlanken inneren Stäben [Bac95]

Das Verhalten von Fachwerken mit zentrischen Anschlüssen verbessert sich mit abnehmender

Schlankheit bzw. zunehmender Knickfestigkeit der Diagonalen. Die Tabelle 5 gibt für verschie-

dene Fachwerktypen einen Vorschlag für die absetzbare Bemessungs-Verschiebungs-duktilität

µ∆25 bei unterschiedlicher Anzahl von Stockwerken und verschiedenen Schlankheiten der

Diagonalen wieder [Bac95; Dow87]. Es wird empfohlen, solche Fachwerke nur bei Bauten bis

zu höchstens drei Stockwerken zu verwenden. Im Falle einer Zugstange muss µ∆ = 1 gesetzt

werden, d.h. das Fachwerk muss für die „elastische" Ersatzkraft bemessen werden [Bac95].

Tabelle 5: Bemessungsduktilität µ∆ für Fachwerke mit Diagonalen unterschiedlicher Schlankheit (mm, N/mm², Kl = Knicklänge der Diagonalen, r = Trägheitsradius um die schwache Achse) [Dow87] Der Code 2800 hat in seiner ersten Fassung für Bauwerke mit gelenkigen Rahmen und zent-

rischen Fachwerken den Verhaltensbeiwert R gleich 7 festgelegt [Cod87]. Der Verhaltens-

beiwert ist abhängig von der Duktilität und vom Energieabsorptionsvermögen des Tragsystems.

Damit werden die plastische Verformung und die Tragfähigkeit des Bauwerks nach der

Entstehung von plastischen Gelenken unter zyklischer Belastung berücksichtigt.

In der zweiten Fassung des Codes wurde R reduziert und mit 6 festgelegt, zusätzlich wurde die

max. Höhe des Bauwerks mit zentrischen Fachwerksaussteifungen auf 40 m festgelegt

25 Die Duktilität ist das Verhältnis einer totalen elastisch-plastischen Verformung zur elastischen Verformung bei Fließbeginn.

Bauweisen in Bam 47 [Cod99]. In der dritten Fassung des Codes von 2005 blieb R unverändert, die max. Höhe wurde

von 40 m auf 50 m erhöht [Cod05].

5.3.4 Schweißverbindungen

Schweißen ist eine beliebte Verbindungstechnik im Iran. Die Praxis der Ausführung dieser

Arbeiten entspricht jedoch in keiner Weise den hohen technischen Anforderungen, wie die

folgende Übersicht zeigt:

• Alle Schweißarbeiten werden direkt auf der Baustelle ausgeführt. Die Schweißer haben

in der Regel keine Werkstatt und sind nicht als Unternehmen angemeldet.

• Schweißer werden in keiner staatlich anerkannten Einrichtung ausgebildet und geprüft.

• Es fehlt jegliches Verantwortungsbewusstsein für die hohen technischen Anforderungen

der ausgeübten Tätigkeit. Nachdem man einige Monate Schweißarbeiten bei Verwand-

ten oder Freuden durchgeführt hat, kann man sich „Schweißer“ nennen und Aufträge

selbstständig ausführen.

• Da keine Detailkonstruktionen und Werkstattpläne vorhanden sind, übernehmen

Schweißarbeiter auf der Baustelle die Funktion von Konstrukteuren.

48 Bauweisen in Bam

5.4 Stahlbetonskelettbauten

Die Anzahl der Stahlbetonskelettbauten war in Bam sehr gering. In den letzten Jahren wurden

einige Bürogebäude, Banken und einige Wohnhäuser als zwei- bis viergeschossige Stahlbeton-

skelettbauten errichtet [Esh04]. Diese Bauwerke wurden nach dem Inkrafttreten des Codes

2800 gebaut. Theoretisch hätten sie daher das Erdbeben vom Dezember 2003 über-stehen

müssen.

5.4.1 Die Qualität des verwendeten Betons

Mit den Eigenschaften der verwendeten Zuschläge sowie der Art und Weise von Betonherstel-

lung, Einbau und Nachbehandlung verhält es sich ähnlich wie mit der Herstellung von Ring-

ankern und der Stahlbetonverstärkungen bei Mauerwerksbauten. Die Qualität ist unzureichend

(s. Kap. 6.2).

5.4.2 Tragwerkssysteme

Räumliche Stahlbetonrahmen sind im Iran bis heute übliche Tragwerkssysteme für die Ab-

tragung vertikaler und horizontaler Lasten. Bei ihrer Bemessung und Ausführung müssen

folgende Anforderungen berücksichtigt werden:

• Fließgelenke dürfen nur in den Bereichen auftreten, die für entsprechende Lasten und

Lastwechsel bemessen sind.

• Fließgelenke, die sich während eines Erdbebens bilden, müssen den häufigen Last-

wechseln standhalten.

• Diese Gelenke sind konstruktiv derart durchgebildet, dass die zu erwartenden plastischen

Rotationen ohne wesentliche Reduktion des Tragwiderstandes stattfinden können.

• Fließgelenke in Stützen, die zu einem Stockwerkmechanismus führen können, müssen

vermieden werden. Es ist vorteilhaft, wenn Fließgelenke nur in den Riegeln und nicht in

Stützen auftreten – ausgenommen ist der Stützenfuß über Fundamenten, wo das Entstehen

plastischer Gelenke unvermeidlich ist. Hierzu muss der Biegewiderstand der Stützen größer

als der Biegewiderstand der Riegel sein [Pao90].

5.4.3 Weiches Erdgeschoss

Viele durch Erdbeben verursachte Einstürze von Gebäuden sind darauf zurückzuführen, dass

Aussteifungselemente, z.B. Wände, die in den Obergeschossen vorhanden sind, im Erd-

geschoss fehlen. Damit ist im EG nur die Abtragung vertikaler Lasten sichergestellt, wodurch

ein weiches Erdgeschoss entsteht. Die Stützen allein sind dann oft nicht in der Lage, die

Relativverschiebungen zwischen dem sich hin und her bewegenden Boden und dem oberen

Teil des Gebäudes schadlos zu überstehen. Die plastischen Verformungen („plastische

Gelenke“) am oberen und unteren Ende der teilweise eingespannten Stützen führen zu einem

Bauweisen in Bam 49 Stützenmechanismus mit großer Konzentration der plastischen Verformungen an den Stützen-

enden. Ein Einsturz ist oft die Folge (Abbildung 27a)[Bac05].

Abbildung 27: Plastische Mechanismen eines einfachen Rahmens mit Erdbebeneinwirkung: a) ungeeig-neter Stützenmechanismus, b ) besser geeigneter Riegelmechanismus [Bac05]

5.4.4 Verankerung der Riegelbewehrung

Die Außenknoten verlangen eine angemessene Verankerung der Längsbewehrung. Die Folge

eines Verbundversagens kann unweigerlich zum Ausreißen der Riegelbewehrung führen. Bei

der konstruktiven Durchbildung eines Außenknotens sollten insbesondere folgende Punkte

berücksichtigt werden:

Wird ein Fließgelenk nahe bei oder am Stützenrand erwartet, so darf die wirksame Veran-

kerungslänge erst in einem Abstand gerechnet werden, der dem 10-fachen Stabdurchmesser db

(gemessen von der Stützenkante) entspricht, mindestens jedoch ab Stützenmitte. Diese

Bedingung ist in der Abbildung 28 dargestellt [Pau90].

Bei zu geringer Stützenbreite können alternativ folgende Zusatzmaßnahmen vorgesehen

werden [Poa03]:

• Die Riegel ragen ein kurzes Stück über die Randstütze aus. Dadurch kann die auf-

gebogene obere und untere Längsbewehrung der Riegel im nicht schub-beanspruchten

Betonbereich angeordnet werden.

• Auf der Innenseite der Aufbiegungen werden kurze Stäbe als Spaltzugbewehrung

innerhalb der Betondruckzone angeordnet.

• Die Enden der Bewehrungsstäbe werden an vertikal liegende Ankerplatten geschweißt.

Die letzte Maßnahme ist für den Iran wegen der gegenwärtig schlechten Qualität der

Schweißverbindungen nicht geeignet (Abbildung 29).

50 Bauweisen in Bam

Abbildung 28: Verankerung der Riegelbewehrung im Außenknoten [Pau90]

Abbildung 29: Zusatzmaßnahmen zur Verankerung der Riegelbewehrung in Außenknoten [Pau90; Poa03]

5.4.5 Querbewehrung der Riegel

Zur Gewährleistung der Rotationsfähigkeiten der Fließgelenke in den Riegeln werden an den

Riegelenden auf einer Länge von 2.0 hW geschlossene Bügel eingebaut, deren Abstand nach

EC 8 [ENV1998-1-3] für die Zähigkeitsstufe “H“ hw/4 den 5-fachen Durchmesser der Längs-

bewehrung, 150 mm oder den 24-fachen dbw (Durchmesser der Umschnürung) nicht über-

schreiten darf (Abbildung 30). Dadurch wird:

• die Betondruckzone umschnürt und so ein Ausknicken der gedrückten Längsbewehrung

verhindert

• der volle Schubdeckungsgrad erreicht.

a) c) b)

Bauweisen in Bam 51

Abbildung 30: Enge Verbügelung von Riegelenden zur Sicherung der Rotationsfähigkeit der Fließgelenke [ENV 1998-1-3]

5.4.6 Querbewehrung der Stiele

Um die erforderliche Rotationsduktilität in den kritischen Stützenbereichen, vor allem aber bei

den Erdgeschossstützen zu erreichen, ist eine wirksame Umschnürungsbewehrung erforderlich.

Hierfür sollen die Stielendbereiche gemäß EC 8 [ENV1998-1-3] für die örtliche Zähigkeit “H“ auf

einer Länge des maximalen Werts von 1.5 dc, lcl/5 (lcl: Freie Stützenlänge) oder 450 mm eng

verbügelt werden. Der Durchmesser der Umschnürungsbewehrung darf nicht kleiner sein als

0.40 dbl. max√(fydl/fydw) 26 oder 6mm. Der Bügelabstand s soll dabei 0.25 bo, 100 mm oder 5dbl

nicht überschreiten (Abbildung 31).

Abbildung 31: Enge Verbügelung der Stützenendbereiche zur Erreichung der nötigen Rotationsduktilität [ENV 1998-1-3]

26 fyd: Bemessungswert der Festigkeit des Betonstahls an der Streckgrenze

52 Bauweisen in Bam

Die Querbewehrung besteht aus äußeren und inneren Bügeln und Haken (Abbildung 32)

[Poc03].

Abbildung 32: Bewehrung von Rahmenstielen bei typischen Stielquerschnitten mit den geometrischen Anforderungen für die Duktilitätsklasse “H“ nach EC 8 [Poc03]

Mauerwerksausfachungen von Rahmen

Das Ausfachen von Rahmen durch Mauerwerkswände ist aus folgenden Gründen nicht zu

empfehlen [Bac02; Bac95]: - Mauerwerkswände können durch eine Querbeschleunigung (Plattenbeschleunigung)

vorzeitig herausfallen, vor allem dann, wenn sie oben und seitlich nicht einwandfrei gehalten

werden. - Trenn- und Füllwände erhöhen die Bauwerksteifigkeit und damit die auf das Bauwerk

entfallende Erdbebenlast. Bei unsymmetrischer Anordnung der Wände können zusätzlich

Torsionsbeanspruchungen auftreten [Bac95].

- Bei teilweisem und einseitigem Versagen von Füllwänden entstehen große Torsionsschwin-

gungen [Key88].

- Rahmen bilden ein relativ weiches aber sehr duktiles Tragwerk. Mauerwerkswände sind

demgegenüber sehr steif und spröde. Beim Beginn eines Erdbebens übernehmen daher die

Füllwände die volle Erdbebenlast. Sie können Horizontalkräfte jedoch praktisch nur über die

Ausbildung von Druckdiagonalen abtragen (Abbildung 33a). Deren Neigung zur Senk-

rechten der Lagerfuge ist meist aber so groß, dass die Lagerfuge gleitet und die Füllwände

daher rasch versagen.

- Häufig erfahren Rahmenstützen durch die Mauwerkaussteifungen enorme Zusatz-

beanspruchungen (Abbildung 33b). Vor allem können Füllwände in den Stützen hohe

Momentengradienten und somit hohe Querkräfte erzeugen. Dadurch versagen die Stützen

auf Schub, d.h. sie werden abgeschert. Eine andere Möglichkeit ist, dass die Stützen durch

Füllwände derart geschädigt werden, dass sie nach Ausfall derselben nicht mehr in der

Lage sind, die Schwerlasten und Vertikalanteile der Erdbebenkräfte abzutragen.

- Besonders ungünstig ist auch die Teilausfachung von Rahmen wie im Falle von auf-

gemauerten Fensterbrüstungen. Dadurch ergeben sich kurze Stützen, die durch sprödes

Bauweisen in Bam 53

Schubversagen gefährdet sind, da sie nicht für die zusätzliche Seitenlast aus den

Brüstungsecken bemessen wurden (Abbildung 33c).

Die Befestigungen von Füllwänden sollten demzufolge wie bei nicht tragenden Innenwänden

möglichst flexibel sein [Poc03].

Abbildung 33: a-b) Wechselwirkung zwischen Rahmen und Füllwänden [Key88] c) Wechselwirkung zwischen Rahmen und Brüstungen [Pau90]

c)

54 Bauweisen in Bam

5.5 Decken

Abgesehen vom Lehmbau mit seinen traditionellen Deckenformen27 kamen in Bam zwei

Deckentypen vor: die Kappendecke und die Stahlbetonbalkendecke. Kappendecken waren am

häufigsten verbreitet und ließen sich zum großen Teil bei Mauerwerks- und Stahlbauten finden.

Stahlbetonbalkendecken waren seltener und wurden in der Regel im Stahlbetonskelettbau,

Stahlskelettbau und gelegentlich auch bei Mauerwerksbauten eingesetzt. Summiert man alle

Kappen- und Stahlbetonbalkendecken in Bam, so hatten die Kappendecken einen Anteil von

90 % [Mog 04a].

5.5.1 Die Kappendecke

Der Bau von Kappendecken begann etwa Mitte des 20. Jahrhunderts. Voraussetzung war die

Einfuhr von Stahlträgern aus Europa und die Inbetriebnahme von Fabriken zur Herstellung

gebrannter Ziegel (s. Kap. 5.2). Die Kappendecke wurde sowohl bei Wohnbauten als auch bei

Geschäftshäusern, Kinos und Schulen eingesetzt und verbreitete sich schnell. Ihre Bauweise

wurde aus Europa eingeführt, jedoch ohne das vorhandene Wissen sowie die Richtlinien für die

Berechnung und Ausführung zu berücksichtigen. In Deutschland zum Beispiel wurde für die

Ausführung Preußischer Kappendecken aus Mauerwerk unter anderem die Einhaltung eines

Mindestmaßes der Stichhöhe (mindestens ein Zehntel der Gewölbestützweite) gefordert.

Außerdem war festgelegt, dass die Endfelder benachbarter Kappengewölbe Zuganker

enthalten müssen, die mindestens in den Drittelpunkten und an den Trägerenden anzuordnen

waren [Ahn 01]. Diese beiden wichtigen Vorschriften waren im Iran unbekannt. Dort baute man

die Kappendecken mit vereinfachter Herstellungstechnik nach und passte sie an die

vorhandenen Möglichkeiten an.

Ausführung der Kappendecke

Die Kappendecke besteht aus parallel verlaufenden Stahlträgern, deren Zwischenräume mit

gebrannten Ziegeln ausgefüllt sind. Der Achsabstand beträgt 80 bis 100 cm. Der Anschluss der

Stahlträger im Auflagerbereich erfolgt lediglich durch Kontaktpressung: Die Stahlträger sind

ohne zusätzliche Lagesicherung auf das Mauerwerk gelegt und nicht miteinander verankert (s.

Abbildung 34). Wegen fehlender Auflagerplatten im Auflagerbereich der Unterzüge und wegen

zu kurzer Auflagerlängen der Stahlträger ist häufig die zulässige Druckfestigkeit des

Mauerwerks überschritten. Zur Herstellung des Ziegelgewölbes zwischen den Trägern wird

Mörtel aus Lehm und Gips verwendet. Wegen der schnellen Abbindung des Gipsmörtels ist

eine Ausführung ohne Schalung möglich. Maßnahmen zur Aufnahme des Gewölbeschubs in

den Endfeldern fehlen vollständig. Da im Iran in der Regel eine ebene Deckenuntersicht

angestrebt wird, hielt man die Stichhöhe klein, um einen dicken Innenputz an der Decken- 27 Tonnen- und Kuppelgewölbe, die seit ca. 40 Jahren nicht mehr in Bam gebaut werden (s. Kap. 5.1). Die Herstellung von Lehmbauten wurde nach der Veröffentlichung des Code 2800 im Jahr 1988 gesetzlich verboten [Cod88].

Bauweisen in Bam 55 untersicht zu vermeiden. Mit der Zeit haben iranische Maurer ihre Handfertigkeiten verbessert,

so dass sie in der Lage sind, ohne Schalung so genannte „scheitrechte“ Kappen-decken

auszuführen. Das entspricht dem Wunsch der Bauherren, weil bei den scheitrechten Kappen

die Kosten für den Innenputz geringer sind.

Abbildung 34: Decke aus Stahlträgern mit Gewölbekappen Aufgrund fehlender Traglastreserven gegenüber Erdbebenlasten hat diese Bauweise maß-

geblich zu den vielen Toten und Verletzten bei den letzten Erdbeben, vor allem in Bam, bei-

getragen. Ihr Einsatz wurde nach dem Inkrafttreten des Codes 2800 im Jahr 1988 verboten.

Der Code 2800 und die Kappendecke

Der Code 2800 erlaubt seit der ersten Fassung von 1988 die Ausführung der Kappendecke nur

bei Einhaltung folgender Vorschriften:

• Die Träger sind mit dem Ringanker oder den Unterzügen kraftschlüssig zu verbinden.

• Die Auflagerlänge der Träger darf nicht kleiner als 20 cm sein.

• Die Stahlträger sind über Diagonalstäbe miteinander zu verbinden. Die Länge des

dadurch entstehenden Rechtecks darf nicht größer als das 1,5-fache der Breite sein;

die Fläche darf 25 m² nicht überschreiten (s. Abbildung 35).

• Die das jeweilige Endfeld der Decke begrenzenden Träger sind mit dem Ringanker zu

verankern.

• Die Randträger der Endfelder sind an beiden Enden und im Abstand von kleiner als 2 m

mit Zugankern aus Rund- oder Flachstahl am Nachbarträger zu befestigen

• Für die Diagonale und die Zuganker ist Rundstahl mit einem Mindestdurchmesser von

10 mm, oder ein Flachstahl desselben Querschnitts zu verwenden [Cod88]. In der

zweiten Fassung des Codes 2800 von 1999 wurde der erforderliche Durchmesser des

Rundstahls von 10 mm auf 14 mm erhöht [Cod99].

Weder der Code 2800 noch andere iranische Normen schlagen eine Bemessungsmethode für

Kappendecken vor.

L ≤100

56 Bauweisen in Bam

Abbildung 35: Gewährleistung der Scheibenwirkung in der Decke nach dem Code 2800 (1999)

5.5.2 Stahlbetonbalkendecke

Nachdem mehrere Jahrzehnte nur Kappendecken gebaut wurden, begann man in den letzten

Jahren, auch Stahlbetonbalkendecken einzusetzen. Bis 2003 wuchs ihr Anteil in Bam bei den

„modernen“ Decken auf ca. 10 % [Mog 04a].

Ausführung der Stahlbetonbalkendecke

Diese Decke besteht aus teilvorgefertigten Stahlbetonbalken, die im Abstand von 40 cm auf

den unteren Flansch des Stahlrahmens aufgelagert werden. Die Zwischenräume zwischen den

Stahlbetonbalken werden mit Ziegel-, selten mit Betonhohlsteinen gefüllt. Die Steine werden auf

die Konsole der Stahlbetonbalken aufgelagert (s. Abbildung 36). Der Aufbeton über den

Hohlsteinen muss nach dem Code 2800 mindestens 5 cm dick sein, damit eine Scheiben-

wirkung der Decke gewährleistet wird. Um Risse in Aufbeton zu verhindern, muss dieser mit

einer Querbewehrung von mindestens 1 cm²/m versehen werden. Der Abstand der oberen

Querbewehrung im Aufbeton soll 30 cm nicht überschreiten [Cod99].

Abbildung 36: Aufbau einer üblichen Hohlsteindecke

Bauweisen in Bam 57 5.6 Zusammenfassung

Die Lehmbauweise gehört zu den ältesten Bauweisen in Bam. Lehm war lange Zeit das einzige

Baumaterial, das den Menschen in den Wüstenregionen zur Verfügung stand. Die Menschen

entwickelten diese Bauweise nach klimatischen, technologischen und wirtschaftlichen

Gegebenheiten und passten sie ihren Bedürfnissen an. Weil in Wüsten kein Bauholz vorhanden

war, wurden alle Bauwerksteile – Wände, Decken und Treppenläufe – aus Lehm hergestellt.

Auf Grund von über tausendjähriger Erfahrung bei der Herstellung von Lehmbauten

beherrschten die Baumeister und Mauerer ihre Kunst.

Durch den Import von Stahlträgern und den damit verbundenen neuen Bauweisen wurden die

Lehmbauten allmählich durch Mauerwerksbauten mit Kappendecken ersetzt. Dieser Prozess

begann ca. 1950. Ihre Ausführung in der ursprünglichen Bauweise wurde nach der

Veröffentlichung des Codes 2800 im Jahr 1989 nicht mehr genehmigt. Seitdem müssen bei

Mauerwerksbauten Vorschriften beachtet werden. Die wichtigsten in der Norm genannten

Regeln sind die Einfassung von Mauerwerksbauten durch Stahlbetonverstärkungen und die

Gewährleistung der Scheibewirkung der Kappendecke [Cod99].

Seit etwa 1960 wurden in Bam Regierungsgebäude, mehrstöckige Geschäfte, Banken und

Krankenhäuser an den Hauptstraßen und im Zentrum der Stadt in der Stahlskelettbauweise

ausgeführt, welche sich in den letzten Jahren zunehmender Beliebtheit erfreute [Esh04]. Die

Stahlkonstruktionen werden auf der Baustelle hergestellt. Schweißen ist die einzige ange-

wandte Verbindungstechnik, deren Ausführung jedoch in keiner Weise den hohen technischen

Anforderungen entspricht.

Die vor 1988 entstandenen Stahlbauten besaßen keine horizontalen Tragelemente. In solchen

Fällen übernahmen Füllwände aus Mauwerk die Funktion der horizontalen Aussteifung.

Die Anzahl der Stahlbetonskelettbauten war in Bam sehr gering. In den letzten Jahren wurden

einige Bürogebäude, Banken und einige Wohnhäuser als zwei- bis viergeschossige Stahl-

betonskelettbauten errichtet [Esh04]. Da diese Bauwerke nach Inkrafttreten des Codes 2800

gebaut worden waren, hätten sie das Erdbeben vom Dezember 2003 überstehen müssen.

Die am häufigsten in Bam eingesetzte Deckenart war die Kappendecke, die im Iran etwa seit

Mitte des 20. Jahrhunderts verwendet wird. Sie besteht aus parallel verlaufenden Stahlträgern,

deren Zwischenräume mit gebrannten Ziegeln ausgefüllt sind. Der Achsabstand beträgt 80 bis

100 cm. Seit 1988 wird die Ausführung der Kappendecke nur bei Einhaltung bestimmter Vor-

schriften genehmigt, wie z.B. die Verankerung der Stahlträger an den Ringankern, die

Annordnung der Zuganker in den Randfeldern oder die Ausbildung der Decke als Scheibe.

Vor einigen Jahren begann der Einsatz von Stahlbetonbalkendecken, die im Vergleich zur

Kappendecke etwa 10 % ausmachten.

58 Schäden durch Erdbeben

6 SCHÄDEN DURCH ERDBEBEN

Die Untersuchung der Bauschäden bei Erdbeben liefert die Möglichkeit, die Eignung der im

Land üblichen Techniken und Methoden zur Herstellung von Bauwerken zu beurteilen, wobei

die nicht bewährten ersetzt oder verbessert werden müssen. Da die Geschehnisse in Bam auch

in anderen Städten möglich sind, ist es wichtig, die Schwachstellen von Bauwerken zu

erkennen, um sie mit geeigneten Maßnahmen im Rahmen der Möglichkeiten erdbebensicher zu

machen. Abbildung 37 zeigt den Anteil der Bauwerkschäden für unterschiedliche Bauweisen28:

0%

20%

40%

60%

80%

100%

Lehmbauten M auerwerksbauten Stahlskelettbauten Stahlbetonskelettbauten

G5 (destruction) G4 (very heavy damage) G3 (substantial to heavy damage)

G2 ( moderate damage) G1 (negligible to sljght damage)

Abbildung 37: Verteilung der Schäden bei verschiedenen Bauweisen

6.1 Lehmbauten

Die Lehmbauweise wird in Bam seit vielen Jahren nicht mehr ausgeführt. Viele ältere Bauwerke

wurden abgerissen, um Platz für „moderne“ Bauten zu gewinnen. Die verbliebenen traditionel-

len Bauwerke wurden (von wenigen Ausnahmen abgesehen) entweder von armen Leuten

bewohnt oder dienten als Lagerräume. Für ihren Erhalt wurden keine Maßnahmen im Rahmen

bautechnisch notwendiger Sanierungen ergriffen.

In ländlichen Regionen war die Situation ähnlich, wobei die Qualität der Lehmbauten auf Grund

von dort herrschender Armut noch schlechter war. In manchen Fällen fehlte sogar der Lehm-

putz (Abbildung 38b).

Nach dem Erdbeben vom 26.12.2003 wurde in ersten Nachrichten und Kommentaren aus Bam

der Eindruck vermittelt, dass der Einsturz der Lehmbauten der Hauptgrund für die hohe Zahl

der Erdbebenopfer sei. Weitere Untersuchungen zeigten allerdings, dass auch viele

Stahlbeton-, Stahl- und Mauerwerksbauten zerstört worden waren. Dies zeigt, dass für die 28Die Angaben umfassen die Ergebnisse der Untersuchung von 839 Bauwerke in sieben Zonen der Stadt Bam und einer Zone in Barawat [His04]. Das Diagramm wurden vom Verfasser nach Informationen von Yoshiaki Hisada et al. Erstellt [vgl. His04].

Schäden durch Erdbeben 59 Erdbebensicherheit nicht allein das verwendete Baumaterial entscheidend ist. Ein schlecht

gebautes Bauwerk aus Stahlbeton, Stahl oder Mauerwerk kann für seine Bewohner ebenso

gefährlich sein wie ein Bauwerk aus Lehm, wenn beim Bau die erforderlichen Regeln und die

lehmspezifischen Maßnahmen für Erdbebensicherheit nicht berücksichtigt wurden.

Die Untersuchungen vor Ort haben gezeigt, dass Lehmbauten in Abhängigkeit von ihrer

Ausführung, Bauweise und ihres aktuellen Zustands ganz unterschiedlich auf das Erdbeben

reagiert haben.

6.1.1 Beschreibung der Schäden

Bei zerstörten Bauwerken ist es grundsätzlich schwierig, die Versagensmechanismen fest-

zustellen. Bei wenig beschädigten Bauwerken oder bei solchen, die in Bereichen mit geringerer

Erdbebenintensität lagen, konnte man folgende Schäden feststellen:

• Entstehung von Rissen zwischen sich kreuzenden Wänden Die Bauwerke werden im Falle eines Erdbebens in beide Richtungen beschleunigt

(abgesehen von der Torsionsbeschleunigung). Dadurch werden die Ecken durch eine

Kombination von Normal- und Querlast mit Biegemomenten beansprucht. Die zulässige

Beanspruchung der Lehmsteine kann so schnell überschritten werden. Dadurch entstehen

Risse in den Ecken.

• Entstehung von Rissen zwischen Stirnwand und Decke Wegen fehlender kraftschlüssiger Anschlüsse der Stirnwand an die Tonnengewölbe

entstehen Risse (Abbildung 38a). Dadurch kann es zum Einsturz der Stirnwand kommen

(Abbildung 39).

• Beschädigung von Tonnengewölben ohne beidseitige Stirnwand (Lilli Pusch) Bei Tonnengewölben mit Übergangsgewölben an beiden Enden wurden diese beschädigt

und stürzten teilweise ein (Abbildung 38b).

• Schubrisse Die Schubrisse entstehen in den Wänden neben Türen und bei Fenstern mit großen

Öffnungen, da sich dort die Last konzentriert (Abbildung 38c).

• Umkippen von tragenden Wänden Nach Entstehung der Risse in den Ecken kippen die tragenden Wände um, wodurch die

Gewölbe ihr Auflager verlieren und ganz oder teilweise einstürzen.

• Einsturz der Gewölbe Abbildung 38d zeigt ein eingestürztes Tonnengewölbe mit großer Spannweite. Unter

anderem können horizontale Verschiebungen der tragenden Wände, das Fehlen von

Ringankern und Zugstäben den Einsturz des Gewölbes bewirkt haben.


Abbildung 38: Schadensstrukturen bei Lehmbauten a) Risse zwischen Stirnwand und Tonnengewölbe [Tar04] b) Die beschädigten Tonnengewölbe (Lilli-Pusch) im Übergangsbereich c) Wand mit Schubrissen d) Ein eingestürztes Tonnengewölbe

Abbildung 39: a) Das Umkippen der Außenwand führte zum Einsturz der Tonnengewölbe b) Tonnen-gewölbe mit Schäden an nicht tragenden Wänden [Foto Mah04] c) Tonnengewölbe mit Zuganker in den äußeren Räumen d) Ein verlassenes Bauwerk aus Lehm im Stadtzentrum mit sehr geringem Schaden durch das Erdbeben

Schäden durch Erdbeben 61 6.1.2 Bewertung und Vorschläge

Verhalten von Gewölbedecken beim Erdbeben am 26.12.2003

Tonnengewölbe waren in Bam sehr verbreitet. Ihr Erdbebenverhalten war sehr unterschiedlich.

Es war abhängig von der Spannweite und Gewölbehöhe, vom Querschnitt der Außenwände,

der Ausführungsqualität und vom Bauzustand des Bauwerkes. Viele Tonnengewölbe haben

jedoch, abgesehen von Schäden am Übergangsgewölbe und an nicht tragenden Wänden, ihre

Standsicherheit behalten (Abbildung 39).

Die unversehrten Lehmbauten zeigen, dass es durchaus möglich ist, mit Lehm erdbebensichere

Häuser zu errichten. Im Folgenden werden einige Bauwerke mit Tonnengewölbe untersucht:

• Bei den Tonnen- und Kuppelgewölben entstehen durch das Eigengewicht der Decken

horizontale Kräfte. Diese Kräfte müssen durch Zugstäbe aufgenommen werden. In Bam

wurde auf diese Maßnahme zur Aufnahme horizontaler Lasten verzichtet. Stattdessen

wurden die Wände dicker ausgeführt. Oft wurden die Außenwände hochgezogen und die

Zwischenräume zwischen Außenwänden und Gewölben mit Lehmziegeln und Lehmmörtel

gefüllt. Dadurch konnten die Außenwände wegen ihrer großen Breite und ihres höheren

Gewichts die Schubkräfte aus den Gewölben aufnehmen. Im Falle eines Erdbebens werden

die Außenwände jedoch zusätzlich mit horizontaler Last beansprucht. Das kann zum

Einsturz der tragenden Wände und gleichzeitig zum Einsturz der Gewölbe führen.

• Abbildung 39a zeigt einige Räume mit Tonnengewölben (Tage-e-Gahwarei). Wahr-

scheinlich hat im rechten Raum das Versagen der Außenwand zum Einsturz der Tonnen-

gewölbe geführt. Im Falle eines Erdbebens stützen sich die Innenwände an Quer-wände

und Gewölbe. Dadurch wird eine größere horizontale Verschiebung verhindert. Dagegen

wird die horizontale Verschiebung der Außenwände nicht verhindert. Dies kann zum

Einsturz dieser Wände führen. Bei Andauern des Erdbebens können so alle Räume zerstört

werden.

Die Schäden an der vorderen Seite der tragenden Wände können durch Stahltüren verur-

sacht worden sein. Sie verhinderten die horizontale Verschiebung des Bauwerkes. Die

Wände wurden durch die schubsteife Türscheibe abgeschert.

• Wie schon erwähnt wurden in Bam selten Zugstäbe zur Aufnahme von horizontalen Schub-

kräften aus dem Gewölbe verwendet. Das Bauwerk auf Abbildung 39c ist eine Henna-

Mühle. Für dieses Bauwerk wurden Zugstäbe in den äußeren Räumen verwendet. Das

Bauwerk hat dadurch nur Schäden an den nicht tragenden Stirnwänden erfahren. Ein Teil

dieser Wände ist eingestürzt. Am Anschluss an die Stirnwände wurden auch die

Tonnengewölbe beschädigt.

• Das Bauwerk in Abbildung 39d befindet sich im Stadtzentrum. Es ist ein verlassenes

Objekt. Die zwei vorderen Mauerwerkspfeiler und das darauf liegende Stahlprofil wurden

nachträglich gebaut. Bei der Ausführung der Gewölbe wurden Zugstäbe aus Holz


verwendet. Das Bauwerk hat im Erdbeben keinen großen Schaden erfahren.

Maßnahmen zur Erdbebensicherung bei Lehmbauten

Die oben beschriebenen Beispiele der Lehmbauten in Bam beweisen, dass viele

Tonnengewölbe trotz ihres schlechten Bauzustands, der Verwendung alter Techniken und

fehlender Ringanker ihre Tragfähigkeit bewahrt haben. Die Behauptung, dass der Lehmbau für

erdbebengefährdete Regionen nicht geeignet sei, ist daher in dieser pauschalen Form nicht

haltbar. Es ist durchaus möglich, auf der Grundlage der aus den Erfahrungen gewonnen neuen

Kenntnisse, mit einer angepassten alten Technik ein erdbebensicheres Bauwerk aus Lehm zu

errichten. Luftgetrocknete Ziegel aus Lehm sind ähnlich wie Beton oder gebrannte Tonziegel durchaus in

der Lage, die auftretenden Druckkräfte aufzunehmen. Im Erdbebenfall müssen sie aber für die

zusätzlichen Belastungen durch zugfeste Bauteile aus Holz, Stahl oder Seile, sowie über

Streben und Pfeiler ertüchtigt werden, so dass der Lehmbau nicht durch Zugkräfte beansprucht

wird. Konkret können die folgenden Maßnahmen das Verhalten von Lehmbauten mit

Tonnengewölben im Erdbebenfall verbessern:

• Die Stabilisierung des Bauwerks mit einem Ringanker unmittelbar unter dem Tonnen-

gewölbe. Sollten die tragenden Wände hochgezogen werden, um eine flach-dachähnliche

Decke auszubilden, ist dort ein zweiter paralleler Ringanker erforderlich. Wegen der

geringen Deckenauflast sollte der obere mit dem unteren Ringanker verbunden werden,

wenn er nicht in Stahlbeton sondern z.B. in Holz ausgeführt wird. Der obere Ringanker

sollte über Windrispenbänder als Scheibe ausgebildet werden. Dadurch kann das Umkip-

pen von Stirn- und Außenwänden verhindert werden (Abbildung 40).

• Für die Aufnahme des Gewölbeschubes sollten Zugstäbe vorgesehen werden, die am

Ringanker kraftschlüssig befestigt werden. Die Zugstäbe verhindern zusammen mit dem

Ringanker, dass das Bauwerk im Erdbebenfall auseinander bricht, die Außenwände

umkippen oder das Tonnengewölbe aufreißt und einstürzt. Eine Alternative zu den

Zugstäben sind Strebepfeiler.

• Bei Lehmbauten ist eine Verstärkung der Ecken für die Stabilisierung der Wände erforder-

lich [Min95] (Abbildung 42).

• In vielen untersuchten Beispielen sind in beiden Enden der Tonnengewölbe mehrere

Steinschichten eingestürzt. Um solche Schäden zu verhindern, sollte das Tonnengewölbe

an seinen beiden Enden mit den Gurtstäben versehen werden. Sie sollen das Gewölbe

nach den letzten Ziegelschichten abschließen. Sie werden aus Gipsmörtel und Schilfhalm

hergestellt, statt Schilfhalm kann auch Bewehrungsstahl verwendet werden. Der Gipsmörtel

bindet schnell und haftet an den Lehmsteinen. Der Gurtbogen sollte kraftschlüssig am

Ringanker befestigt und am Gewölbe verankert werden. Für die Verankerung der Gurt-

bögen kann das Sasuseil eingesetzt werden. Um eine Beschädigung von Lehmsteinen

Schäden durch Erdbeben 63

durch das Sasuseil zu verhindern, sollten die Stellen, durch die das Seil das Gewölbe

durchdringt, mit Gipsmörtel oder Holzstücken verstärkt werden (s. Kap. 5.2) (Abbildung 41).

• Um die Stabilisierung der Außenwände zu gewährleisten, müssen die sich kreuzenden

Wände kraftschlüssig miteinander verbunden werden. Abbildung 42 zeigt verschiede

Möglichkeiten zur Ausführung von Ringanker und Eckenausbildungen bei Lehmbauten.

• Für die Schubsicherheit der tragenden Wände sollten große Öffnungen und Wandnischen

vermieden werden. Die Fenster- und Türöffnungen sollten klein sein und wenn möglich in

der Wandmitte eingebaut werden.

• Räume mit Tonnengewölben haben parallel zur Gewölbeachse ausreichende Schub-

steifigkeit für die Aufnahme horizontaler Beanspruchungen. Dagegen sind sie senkrecht zur

Gewölbeachse nicht ausreichend schubsteif. Außerdem ist wegen fehlender Auflast dort die

zulässige Schubspannung gering. Um auch an dieser Stelle eine ausreichende

Tragfähigkeit zu erreichen, sollten die Längswände mit Strebepfeilern ausgeführt werden.

Bei Bauwerken mit mehreren Räumen sollten die Räume im Grundriss um 90° versetzt und

alternierend angeordnet werden, damit in jede Richtung ausreichend Schubtragfähigkeit

vorhanden ist.

Abbildung 40: Tonnengewölbe mit Ringankern und Zugstäbe


Abbildung 41: Tonnengewölbe mit Gurtstäben

• Bei der Montage von Türen und Fenstern sollten Aussparungen in den Wänden vermieden

werden. Entsprechend der erwarteten horizontalen Verschiebung sollte eine ausreichende

Fuge zwischen Wand und Tür oder Fenster vorgesehen werden.

• Alle nicht tragenden Wände sollten mit einer Stütze aus Holz, die unten am Fundament und

oben am Ringanker befestigt ist, gehalten werden.

• Die nicht tragenden Wände, soweit sie für die Aufnahme von horizontalen Kräften nicht vor-

gesehen sind, sollten als flexible Leichtwand mit Lehmbewurf oder Leichtlehmsteinen

ausgebildet werden.

• Bewehrung der Wände mit Sisal oder ähnlichen Seilen [Rüc03].

Für die Erdbebesicherung von Lehmbauwerken mit Tonnengewölbe ist eine experimentelle und

strukturmechanische Untersuchung erforderlich, um die Schwachstellen festzustellen und diese

mit gezielten Maßnahmen zu verbessern. Außerdem sollten die unteren Grenzwerte festgelegt

werden:

• für die günstigste Form der Gewölbe sowie die optimalen Verhältnisse zwischen der Raum-

breite und Gewölbehöhe

• die max. Spannweite des Gewölbes

• eine Mindestdicke der tragenden Wände

• die max. zulässigen Abstände der Strebepfeiler in einer Wand

• die Berücksichtigung des stabilisierenden Einflusses von kleineren Zwischengewölben

(Abbildung 38c und Abbildung 40)

• die erforderlichen Querschnitte und Abstände von Zugstäben in Abhängigkeit von der

Spannweite und der Gewölbehöhe

• der Einfluss der Tonnengewölbe bei der Stabilisierung der Längswände und Aufnahme von


horizontaler Last aus den Erbeben

• der erforderliche Schubwandquerschnitt in Querrichtung

Abbildung 42: Verschiedene Möglichkeiten zur Ausführung von Ringankern und Eckenausbildungen bei Lehmbauten [Min95]

Die Mehrzahl der im Iran lebenden Bevölkerung wohnt in erdbebengefährdeten Gebäuden.

Besonders auf dem Land leben viele Menschen in z.T. menschenunwürdigen Unterkünften.

Solche Häuser sind bei einem Erdbeben mit einer Stärke von größer als 5 auf der Richter-Skala

ganz besonders gefährdet [Mog03].

Es ist weder technisch noch wirtschaftlich möglich, für die Bevölkerung erdbebensichere

Häuser aus Beton oder Stahl zu bauen. Nach jedem Erdbeben wurden vom Staat Häuser für

die am Leben gebliebenen Menschen in den verwüsteten Gebieten gebaut. Diese Häuser

wurden von der Bevölkerung allerdings nicht angenommen. Der Grund liegt darin, dass bei der

Planung solcher Häuser die klimatischen, kulturellen, sozialen und wirtschaftlichen

Gegebenheiten nicht berücksichtigt wurden. Nach kurzer Wohnzeit wurden diese Häuser ver-

lassen und die Betroffenen bauten sich neue Häuser [Gal03].

Der Verfasser schlägt vor, dass ein Teil der Geldmittel, welche für Erdbebenhilfe vorgesehen

sind, in die Forschung und Weiterentwicklung des Bauwesens investiert wird, damit

schnellstens eine Norm für Lehmbauten verfasst wird. In diesem Zusammenhang wären

Prototypen von Lehmhäusern zu definieren, bei denen neben der Erdbebensicherheit auch

andere Aspekte berücksichtigt werden, z.B. klimatische, kulturelle, soziale und wirtschaftliche

Bedingungen.

Für jeden Haustyp sollte ein Begleitbuch verfasst werden, in welchem alle wesentlichen

konstruktiven Details ausführlich dargestellt und beschrieben sind, so dass auch technische

Laien in der Lage sind, diese zu verstehen und umzusetzen.


6.2 Mauerwerksbauten


Im folgenden Kapitel werden aufgetretene Schäden an Mauerwerksbauten in Bam beschrieben,

welche entweder ohne Vorschriften nach traditioneller Bauweise entstanden sind, oder nach

1988 gebaut wurden und bei deren Bau der Code 2800 eingehalten werden musste.

Traditionelle Mauerwerksbauten

Beim Erdbeben in Bam wurden fast alle traditionellen Mauerwerksbauten vollständig zerstört

oder schwer beschädigt (Abbildung 43g-h). Bei näherer Betrachtung der nur teilweise zerstörten

Mauerwerksbauten konnten folgende Schadenbilder festgestellt werden:

• Entstehung von Trennrissen zwischen sich kreuzenden Wänden

Diese Art der Schäden gehört zu den Erstschäden, die in einem Mauerwerksbau

vorkommen. Nach einigen Sekunden und bei der nächsten Erschütterung lösen sich die

Wände voneinander und kippen um (Abbildung 43a).

• Verlust des Verbundes im Kreuzungsbereich der Wände

Ein üblicher Folgeschaden von Rissen ist die Zerstörung des Mauerwerksverbundes an den

Kreuzungsstellen der Wände (Abbildung 43 b).

• Umkippen der nicht tragenden Wände unter der Plattenbeanspruchung

Wegen fehlendem Anschluss der nichttragenden Wände an die Decken und Querwände

kippen diese unter der Plattenbeanspruchung um (Abbildung 43c).

• Entstehung von Rissen unter Schubbeanspruchung

Wenn die einwirkenden horizontalen Kräfte die Schubtragfähigkeit der Wände über-

schreiten, entstehen kreuzförmige Risse in den Wänden unter einem Winkel von ca. 45°.

Aufgrund des periodischen Wechsels der horizontalen Kräfterichtungen verlaufen diese

Risse in beide Richtungen (Abbildung 43d).

• Umkippen der tragenden Wände und Einsturz der Decke

In Mauerwerksbauten entstehen nach einigen Erdbebenschwingungen mangels

kraftschlüssiger Anschlüsse der Kappendecke an die Wände Risse zwischen den Decken-

feldern und den tragenden Mauerwerkswänden. Durch den Verbundverlust geht die Stabilität

des Bauwerks verloren und jedes Bauteil schwingt auf Grund der unterschiedlichen Eigen-

frequenzen separat. Wegen fehlender Scheibewirkung der Decke, werden bei horizontalen

Einwirkungen statt der Schubwände die senkrecht zur Erdbebeneinwirkungen stehenden

Wände beansprucht. Diese kippen schnell um, wodurch die Decke einstürzt (Abbildung 43e,

Abbildung 43f).

Schäden durch Erdbeben 67 Die Torsion spielt vor allem bei unsymmetrischen Grundrissen in Hinblick auf den Verlust des

Verbundes zwischen den tragenden Wänden und den Decken eine große Rolle (Abbildung 43f).

Abbildung 43: a) Risse zwischen tragenden Längs- und Querwänden b) Verbundverlust im Anschluss-bereich von Längs- und Querwänden c) Umkippen der Wände durch Verbundverlust im Eckbereich der Außenwände d) Kreuzrisse in einer Wand e) Umkippen der tragenden Wände und Einsturz der Decke (Foto BHRG) f) Die Zerstörung der tragenden Wände in der Front des Bauwerks verursachten dessen Einsturz g und h) Vollkommen zerstörte Mauerwerksbauwerke in Bam


Mauerwerksbauten nach 1988

Zahlreiche Mauerwerksbauten, die nach 1988 gebaut worden waren, wurden ebenso wie

traditionelle Mauerwerksbauten beim Erdbeben entweder vollkommen zerstört oder schwer

beschädigt. In den Abbildungen 43 sind einige Bauschäden als Folgen der Verstöße gegen

den Code 2800 zu sehen:

• Abbildung 44a zeigt das zerstörte Khomeini-Krankenhaus. Dieses Bauwerk hätte seine

Funktionalität nach dem Erdbeben behalten müssen.

• Abbildung 44c zeigt den Bruch im Anschluss der Ringanker an die vertikalen Ver-

stärkungen in einem Bauwerk. Nach diesem Bruch reagierte das Bauwerk bei weiteren

Erschütterungen wie ein traditioneller Mauerwerksbau.

• Abbildung 44d verdeutlicht die Zerstörung des Obergeschosses eines Bauwerks. Teile

des Ringankers und einige Stahlbetonpfeiler sind herabgestürzt.

• Abbildung 44e zeigt die Knotenausbildung bei einer Stahlbetonverstärkung. Der Stahl-

betonpfeiler ist eingestürzt.

• Die Detailfotos in Abbildung 44g-h zeigen weitere wichtige Unregelmäßigkeiten.

Weitere wichtige Schäden waren:

• Kreuzrisse in den Wänden zwischen den Öffnungen

• Umgekippte Balkon- und Terassenbrüstungen

• Herabgestürztes Sichtmauerwerk der Außenwände

Gründe für die massive Zerstörung der nach 1988 entstandenen Mauerwerksbauten sind

zahlreiche Verstöße gegen den Code 2800 und eine mangelhafte Ausführung der Stahl-

betonverstärkung, die im Folgenden zusammengefasst werden:

Wichtigste Verstöße gegen den Code 2800

• Fehlende Verankerung der Stahlträger von Kappendecken an Ringankern

Fast bei allen zerstörten Bauwerken wurde festgestellt, dass die Stahlträger der

Kappendecken nicht kraftschlüssig an den Ringankern befestigt waren. Die fehlende

Scheibenwirkung der Decke bewirkt unter anderem, dass bei der

Horizontalbeschleunigung der Decke die Ringanker durch die Deckenträger quer zu

ihrer Längsachse auf Biegung beansprucht werden. Ringanker sind jedoch nur für

Längszugkräfte ausgelegt. Weder der Ringanker noch die darunter liegende Wand sind

in der Lage, die bei einem Erdbeben auftretenden Querlasten aufzunehmen, weshalb

sie in aller Regel versagen (Abbildung 44a).

• Zu langer Abstand der vertikalen Einfassungsbauteile

Der Pfeilerabstand ist im Code 2800 mit ≤ 5 m festgelegt worden und wurde nicht

überall eingehalten. Größere Pfeilerabstände erzeugen eine unplanmäßige Belastung


im Ringanker, wodurch seine Tragfähigkeiten herabsetzt wird. Mit dem großen Abstand

wird das Ziel, die Duktilität und Tragfähigkeit des Mauwerks zu erhöhen, nicht erreicht.

• Verzicht auf Stahlbetonstützen zur Einfassung der Mauerwerkswände (Abbildung 44a)

Abbildung 44: a-b) Das zerstörte Khomeini-Krankenhaus (Foto Tar04) c) Zerstörung des Obergeschosses eines Bauwerks d) Bauwerk mit herabgestürztem Stahlbetonpfeiler e) Unregelmäßigkeiten bei der Ausbild-ung der Knoten im Ringanker g) Der für die Stahlbetonstützen vorgesehene Bereich wurde nicht betoniert


• Keine ausreichenden Schubwände zur Aufnahme der horizontalen Schubkräfte

Bei einer zu geringen Fläche an tragenden Wänden können die beim Erdbeben auf-

tretenden horizontalen Lasten nicht aufgenommen werden. Der Verstoß fällt besonders

in Ost-West-Richtung auf, da die meisten Gebäude große Südfensteröffnungen haben.

• Unsymmetrische Anordnung von Schubwänden im Grundriss des Bauwerks

• Zahlreiche und zu große Öffnungen in den Wandscheiben

Verbreitete Fehler bei der Ausführung von Einfassungsbauteilen

Bei der Ausführung der Stahlbetonverstärkung wurden folgende Fehler festgestellt:

Die Längsbewehrung wurde in den Knoten nicht verankert oder die Verankerungslänge war zu

gering, so dass die Krafteinleitung und -umlenkung in diesen Punkten nicht gewährleistet war.

Daher konnten die Einfassungsbauteile ihrer Funktion nicht nachkommen und brachen bei der

Erdbebenbelastung in den Knoten auf, wodurch das Bauwerk erheblich an Stabilität verlor und

schließlich durch weitere Erdbebenstöße zerstört werden konnte. Ein zu geringer Querschnitt

der Längsbewehrung, die Verwendung von Glattstahl, große Bügelabstände und eine unzurei-

chende Betonüberdeckung führten ebenso zum Versagen der Einfassungselemente. Oft wurde

die Bewehrung der Ringanker unmittelbar auf das Mauerwerk gelegt, so dass dort keine Beton-

deckung für die Bewehrung vorhanden war.

Die Qualität des Betons war im Allgemeinen sehr schlecht: ungeeignete Zuschlagsstoffe, kein

ausreichender Zementgehalt, nicht fachgerechtes Betonieren (Fehlstellen im Beton aufgrund

von mangelhafter Verdichtung und Fehlern beim Einbringen; Fremdkörper im Beton) und

fehlende Nachbehandlung des Betons waren die Gründe für eine mangelhafte Betonqualität.

Aufgrund des trockenen und warmen Wetters in Bam ist eine Nachbehandlung des Betons

unter Zugabe von Wasser erforderlich. Der Verbund zwischen den vertikalen Einfassungs-

bauteilen und dem Mauerwerk war nicht gewährleistet. Nicht selten wurde ein für die

Stahlbetonstützen vorgesehener Bereich nicht betoniert, sondern mit Hohlziegeln und Steinen

gefüllt. Danach wurde ein Zementputz aufgebracht, der sich beim Erdbeben ablöste (Abbildung

44f-g).

6.2.2 Bewertung und Vorschläge

Um Mauerwerksbauten erdbebensicher zu machen, müssen folgende Vorschläge und Ergänz-

ungen der Norm beachtet werden:

Scheibenwirkung der Decke

Die Deckenscheibe ist ein wichtiges Tragelement. Sie bildet mit eingefassten Mauerwerks-

wänden eine räumliche Steifigkeit. Die Scheibenwirkung der Decke ist notwendig, damit die

Schäden durch Erdbeben 71 horizontalen Einwirkungen von Schubwänden abgetragen und die Stabilität des Bauwerks

gewährleistet wird. Der Einsturz der Decke im Falle eines Erdbebens muss ausgeschlossen

sein. Das Verhalten der Kappendecke im Falle eines Erdbebens wird in Kapitel 6.6 und 7

untersucht.

Einfassung der Mauerwerkswand

Durch die Einfassung der Mauerwerkswand mit einer Stahlbetonverstärkung entsteht bei

horizontaler Einwirkung ein verbandartiges Tragwerk. In den Rahmenecken konzentriert sich

die Druckdiagonale. Die horizontalen und vertikalen Lastanteile müssen von Stützen und

Riegeln aufgenommen werden. Für eine ausreichende Tragfähigkeit des Bauwerks müssen die

Einfassungselemente entsprechend bewehrt und fachgerecht ausgeführt werden.

Ringanker und Vertikaleinfassungselemente dürfen nicht als Stahlbetonrahmen zur Aufnahme

der Schwerlast oder der horizontalen Last herangezogen werden. Diese Lasten müssen von

den Mauerwerkswänden aufgenommen werden.

Der maximale Abstand der vertikalen Einfassungselemente beträgt nach dem Code 2800 5 m.

Um die Tragfähigkeit und Duktilität der Wände zu erhöhen, soll er 4 m nicht überschreiten

[Tar04; Tom99; Pau92].

Die Einfassungselemente müssen an den Bauteilen des Haupttragwerks verankert werden [EN

1998-1:2004]. Um den Verbund zwischen Mauerwerk und Betonverstärkung sicher zu stellen,

muss zunächst das Mauerwerk mit einem an den Wandenden offenen Verband hochgemauert

werden. Erst anschließend dürfen die Einfassungsbauelemente betoniert werden [EN 1998-

1:2004; Cod88; Poc03]. Vor dem Betoniervorgang soll das Mauerwerk ausreichend genässt

werden, damit im Kontaktbereich Beton-MW das Abbinden des Betons durch einen reduzierten

W/Z-Wert nicht verschlechtert, und der Verbund zwischen beiden Baustoffen nicht gefährdet

wird.

Mindestbewehrung für die Stahlbetonverstärkung

Der Code 2800 hat in der Auflage von 1999 folgende Mindestbewehrung festgelegt [Cod99]:

- Ringanker: Längsbewährung 4 x d = 10 mm bei geripptem Stahl oder 4 x d = 12 mm bei

ungeripptem Stahl und Bügel d = 6mm im Abstand von 25 cm

- Stützen: Längsbewehrung 4 x d = 10 mm bei geripptem Stahl oder 4 x d = 12 mm bei

Glattstahl und Bügel d = 6 mm im Abstand von 20 cm

Der im Code 2800 vorgeschlagene Mindestbügelabstand von 25 cm bzw. 20 cm für die Ring-

anker und Stützen hat sich bei den bisherigen Erdbebeneinwirkungen als unzureichend

erwiesen. Die festgestellten Bügelabstände sind besonders in der Nähe der Knotenpunkte von

Ringankern und Pfeilern groß. Die zahlreichen, trotz Einbau der Rahmenverstärkung zerstörten

oder beschädigten Gebäude bestätigen diesen Mangel in der Norm. Der Code 2800 hat nach

dem Erdbeben in Bam in seiner neuen Fassung von 2005 eine Verbügelung von a ≤15 cm in


beiden Enden für die Betonverstärkung bei einer Länge von 75 cm festgelegt [Cod04] und damit

versucht die Mängel zu beheben.

Um die aus dem Erdbeben entstehende Scherkraft sicher aufnehmen zu können und die

Duktilität der Ringanker und Stahlbetonpfeiler an den Knoten- und Eckpunkten zu vergrößern,

sollten diese eng verbügelt werden. Für eine ausreichende Sicherheit des Bauwerks wird eine

Verbügelung der Einfassungsbauelemente in ihren Endbereichen in einem Abstand von

maximal 10 cm und einem Durchmesser von 6mm empfohlen [Poc86; Tar04].

Obwohl der Code 2800 die Verwendung einer glatten Bewehrung gestattet [Cod99], sollte nur

gerippter und genormter BSt III verwendet werden. Bei der Verwendung von glattem Stahl

besteht kein ausreichender Verbund zwischen Stahl und Beton. Bei Erdbebenerschütterungen

kommt es so leicht zur Trennung von Beton und Stahl

Öffnungen

Bei Erdbeben können in den Wänden zwischen Tür- und Fensteröffnungen Kreuzrisse ent-

stehen, die durch konzentrierte Scherkraft verursacht werden. Der Code 2800 empfiehlt

allgemein, große Öffnungen zu vermeiden und darüber hinaus folgende Regeln für die Planung:

- Die gesamte Öffnungsfläche darf nicht größer sein als 1/3 der Wandfläche.

- Die gesamte Länge der Öffnungen darf nicht größer sein als die Hälfte der Wandlänge.

- Der Abstand der ersten Öffnung von der Wand darf nicht kleiner sein als 2/3 h oder 75 cm.

- Der horizontale Abstand zweier benachbarter Öffnungen darf nicht kleiner sein als 2/3 der

Höhe der kleineren Öffnung, oder höchstens 1/6 der Gesamtlänge beider Öffnungen

betragen.

- Keine Öffnung darf breiter oder höher sein als 2,5 m.

Können diese Regeln nicht eingehalten werden, muss laut Code 2800 ein Stahlbetonring die

Öffnungen einfassen. Die vertikalen Kanten der Stahlbetonverstärkung müssen mit dem parallel

verlaufenden Ringanker unter der Decke und unter den Wänden verankert werden [Cod99].

Abbildung 45: Kreuzrisse in den Wänden zwischen den Öffnungen

Schäden durch Erdbeben 73 Abbildung 45 zeigt ein Bauwerk, bei dem die Anforderungen der Norm in Hinblick auf die

Wandöffnungen eingehalten worden sind. Dennoch sind im Erdgeschoss Risse an den Wänden

neben den Öffnungen entstanden. Das Obergeschoss weist keine Risse auf, da dort die die

Wände mit einer geringeren horizontalen Kraft belastet wurden als jene im Erdgeschoss.

Das oben genannte Beispiel zeigt, dass die im Code 2800 festgelegten Regeln über

Wandöffnungen für die Sicherheit der Bauwerke nicht ausreichend sind. Trotz Einhaltung der

geforderten Kriterien wurden Bauwerke beschädigt [Tar04]. Daher werden folgende Ergän-

zungen empfohlen:

- Öffnungen sind im Gebäude symmetrisch anzuordnen, damit Steifigkeit und Tragfähigkeit in

beide Richtungen gleichmäßig verteilt sind und kein Torsionsmoment in den Bauwerken

entsteht.

- In hochgefährdeten Regionen muss der Mindestabstand zur Wand 1,5 m betragen [Pau92].

Für eine volle Sicherheit des Bauwerks müssen alle Wandöffnungen mit einer Fläche ≥1,5

m² mit vertikalen Stahlbetonpfeilern eingefasst werden. Beide Enden müssen oben und

unten in Ringankern verankert werden [EC8].

Brüstungen in Balkonen und Terrassen

Nach dem Code 2800 sind Brüstungen aus Mauerwerk an Balkonen und Terrassen gestattet,

wenn bei einer Breite von 10 cm eine Höhe von 50 cm, oder bei einer Breite von 20 cm eine

Höhe von 90 cm nicht überschritten wird. Bei einer Überschreitung muss die Brüstung mit

vertikalen Elementen aus Stahl oder Stahlbeton verstärkt werden. Diese Elemente müssen in

den Decken verankert werden [Cod99].

Die Zerstörung zahlreicher Mauerwerksbrüstungen in Bam zeigt, dass diese bei Erdbeben sehr

empfindlich reagieren. Sie gehören zu den Bauelementen, die am schnellsten umkippen. Die

im Code 2800 vorgesehenen Regeln sind hierfür nicht ausreichend. Abbildung 46 a zeigt ein

Bauwerk, das von der Stadt Bam 5 km entfernt ist. Trotz Einhaltens der im Code 2800

festgelegten Regeln ist die Brüstung zum großen Teil eingestürzt. Diese hatte eine Breite von

20 cm und eine Höhe von 70 cm. Die Umgebung und der Zustand des Bauwerks zeigen, dass

die Erdbebenintensität hier nicht sehr groß war. Nach DIN 1053 beträgt die zulässige Breite für freistehende Wände bei einer Windlast: w = 0.6

kN/m², gM = 18 kN/m³, von d² = 1,8h / 2gM [Poh90].

Für: h = 50 cm erforderlich d = 16 cm > 10 cm

h = 90 cm erforderlich d = 21 cm > 20 cm

Die Erdbebeneinwirkung ist erheblich größer als die Windlast. Somit ist man mit der vom Code

2800 festgelegten Bestimmung nicht auf der sicheren Seite. Es wird empfohlen, die Ausführung

der Brüstungen aus Mauerwerk zu vermeiden und stattdessen leichte Platten an einer Grund-

konstruktion aus Stahl zu befestigen. Wenn Brüstungen aus Mauerwerk nicht vermeidbar sind,


muss z.B. durch vierseitige Halterung ihr Umkippen im Falle eines Erdbebens ausgeschlossen

werden. Ein rechnerischer Standsicherheitsnachweis ist erforderlich.

Sichtmauerwerk Die Verblendung der Außenwände mit Sichtmauerwerk oder Steinen muss in erdbeben-

gefährdeten Regionen mit Sorgfalt ausgeführt werden. Beim Erdbeben im Bam hat sich bei fast

allen Bauwerken ein großer Teil des Sichtmauerwerks von der Außenwand getrennt, ist herab-

gestürzt oder wurde durch Kreuzrisse beschädigt (Abbildung 46b). Die Ursache für die

Zerstörung der Verblendung lässt sich zum einen dadurch erklären, dass die Fassade

nachträglich ohne jeglichen Verbund oder einer Verankerung mit der Außenwand ausgeführt

wurde; zum anderen liegt es an der hohen horizontalen Last und den dadurch entstehenden

Verformungen und Verschiebungen.

Im Code 2800 wird empfohlen, Sichtmauerwerk und tragendes Mauerwerk gleichzeitig

auszuführen. Dabei müssen Steine mit fast gleicher Höhe verwendet werden, damit sie in jeder

Reihe auf die gleiche Mörtelebene gelegt werden können. Bei der nachträglichen Ausführung

der Verblendung müssen die Sichtsteine mit Drahtankern an der tragenden Wand angebracht

werden. Die Drahtanker sind mit einem vertikalen und horizontalen Abstand von maximal 50 cm

im Mörtel zu verankern. Sollen Steinplatten verwendet werden, müssen diese nach den

entsprechenden Maßnahmen mit der tragenden Wand verankert werden [Cod99].

Bei der gleichzeitigen Ausführung der Sicht- und Hintermauerung ist es nicht ausreichend,

wenn nach dem Code 99 der vordere und hintere Stein auf derselben Ebene ausgeführt werden

und auf derselben Mörtelebene liegen.

Abbildung 46: a) Umgekippte Brüstung b) Ausführung einer Verblendung ohne Verankerung

Für einen ausreichenden Verbund zwischen Sichtwand und tragender Wand soll nach DIN

1053 Teil 1 Abschnitt 8.4.2.2 ein einschaliges Verblendmauerwerk aus mindestens zwei

Steinreihen bestehen, zwischen denen eine hohlraumfreie, durchgehende 20 mm dicke

Längsmörtelfuge verläuft. Dem Mauerwerksverband entsprechend ist diese Fuge schichtweise

Schäden durch Erdbeben 75 versetzt (Abbildung 47a). Die Mindestdicke der Außenwand beträgt 31 cm. Sie ist vollfugig und

haftschlüssig zu mauern [Poh90].

Dieses Verfahren hat den Vorteil, dass die Verblendung zur Aufnahme der vertikalen und

horizontalen Last herangezogen wird. Bei dem erforderlichen Mindestwandquerschnitt wird dies

berücksichtigt. Die Ausführungsqualität wird dadurch erheblich besser. Bei gleichzeitiger Aus-

führung ohne Verband sollten beide Schalen mit einem Drahtanker miteinander verbunden

werden (Abbildung 47b). Eine nachträgliche Verkleidung der Mauerwerkswände mit Sicht-

mauerwerk muss wegen der Einsturzgefahr im Erdbebenfall (und Schwierigkeiten bei der

Überwachung der Verankerung) vermieden werden.

Abbildung 47: a) Einschalige Außenwand im Verband gemauert b) Sichtsteine verankert mit Drahtanker

Schubwände

Die in Code 2800 festgelegte Mindestfläche an Schubwänden muss in beiden Grundriss-

richtungen eingehalten werden. Die Schubwände sollen symmetrisch angeordnet werden, damit

die Steifigkeiten der horizontal lastabtragenden Elemente und Bauwerksmassen so verteilt

werden, dass Steifigkeitsmittelpunkt und Massenschwerpunkt möglichst nahe beieinander

liegen. Damit wird die Entstehung der unerwünschten Torsionschwingungen im Bauwerk

vermieden [Mes07].

In den letzten Jahren ist die Verwendung von maschinell hergestellten Ziegelhohlsteinen für

tragende und Trennwände stark angestiegen. Diese Steine sind durch einen großen Anteil an

Hohlräumen und einer Rohdichte von ca. 0,6 kg/dm³ sehr leicht und damit als nicht tragende

Mauerwerkswände geeignet. Jedoch soll ihr Einsatz als tragende Wände wegen fehlender

Untersuchung bzw. bauaufsichtlicher Zulassung vermieden werden. Um ein örtliches sprödes

Versagen zu vermeiden, dürfen die Lochsteine nicht mehr als 50 % Lochvolumen aufweisen,

und die Mindestdicke der in Wandlängsrichtung durchlaufenden Außensteinstege muss 15 mm

betragen [Poc03].


Die im Iran üblichen Decken spannen einachsig und belasten nur jene begrenzenden bzw.

unterstützenden Wände, die quer zur jeweiligen Deckenspannrichtung verlaufen. Die parallel zu

den Deckenträgern verlaufenden Wände erhalten nur den geringen Lastanteil aus den

Deckenrandstreifen. Sie können damit keine großen Schubspannungen aufnehmen und sind

als Schubwände für Erdbebenbeanspruchung ungeeignet. Dies muss bereits in der Planungs-

phase berücksichtigt werden, was bedeutet, dass die Spannrichtungen einzelner Felder dieses

Deckensystems jeweils um 90° versetzt und alternierend angeordnet werden müssen, so dass

jede als aussteifendes Element benötigte Wand zumindest das Endauflager für eine Reihe

Deckenträger darstellt. Ideal sind zweiachsig spannende Decken wie Stahlbetonplatten. Hier

werden die Deckenlasten in alle unterstützenden Wände weitergeleitet. Durch die Auflast wird

die Schub-Tragfähigkeit der Wände erhöht, so dass gegenüber im Erdbebenfall eintretender

Querbeschleunigung (Plattenwirkung) höhere Sicherheit besteht.

Schäden durch Erdbeben 77 6.3 Stahlbauten


In diesem Kapitel werden die Schäden von Trag- und Verbindungselementen bei Stahlbauten

anhand einiger Beispiele untersucht. Anschließend werden die Planung und Ausführung zweier

Bauwerke analysiert, um die Gründe für deren Schäden festzustellen.

Einfache Stahlrahmen aus IPE-Träger und Hohlprofil-Stützen

In Abbildung 48a wird dargestellt, wie der eingeschossige Stahlskelettbau wegen fehlender

horizontaler Aussteifungen einen totalen Kollaps erfuhr. Die im Hintergrund sichtbare Wellen-

wand aus Lehm hat das Erdbeben überlebt. Abbildung 48b zeigt ein zweigeschossiges Bau-

werk, das knapp vor dem Kollaps steht. Die Füllwände sind bereits eingestürzt. Solche

Bauwerke sind wie Zeitbomben: Das Versagen erfolgt plötzlich und ohne Vorankündigung

durch kleinere Verformungen. Damit haben die Bewohner bei einem Erdbeben keine Möglich-

keit, sich rechtzeitig in Sicherheit zu bringen. In diesem Beispiel lehnt sich das Bauwerk an der

linken Seite an das Nachbarbauwerk an.

Abbildung 48: a) Ein fehlendes horizontales Tragsystem war die Ursache für den Einsturz b) Dieses Bauwerk ist kurz vor dem Umkippen, einige Füllwände sind bereits eingestürzt.

Stahlrahmen mit Khorjini-Anschluss

Abbildung 49 zeigt einige Bauwerke in Stahlskelettbauweise mit Khorjini-Anschluss, die durch

das Erdbeben zerstört wurden. Einige Rahmenstützen sind zu sehen. Die Unterzüge haben

sich von den Stützen gelöst und sind herabgestürzt. Auf Abbildung 50a ist ein Bauwerk mit Khorjini-Anschlüssen zu sehen. Alle Füllwände, die zu

Beginn des Erdbebens eine aussteifende Funktion übernommen hatten, sind zerstört worden.

Das Bauwerk lehnt sich an der rechten Seite an das ca. 1 m kürzere Nachbarbauwerk an. Der

vollständige Einsturz des Bauwerks wäre bei Andauern des Erdbebens sicher.


Abbildung 49: Zerstörte Stahlbauten in Bam. Die Winkel an den Stützen deuten auf Khorjini-Anschlüsse hin.

Khorjini-Rahmen mit verstärkten Anschlüssen

Ist bei Khorjini-Rahmen die Tragfähigkeit der eingesetzten Stützen kleiner als die Tragfähigkeit

des Anschlusses, kann die Stütze früher als der Anschluss versagen (s. Kap. 5.3.3).

Durch die Verstärkung der Verbindungen mit stärkeren und längeren Winkeln und mit dickeren

und längeren Schweißnähten, wird die Biegesteifigkeit des Anschlusses erhöht. Im Falle eines

Erdbebens ziehen die verstärkten Anschlüsse auf Grund der höheren Steifigkeiten größere

Biegemomente mit wechselnden Vorzeichen an. Da die Rahmenstützen für die Aufnahme von

Momenten nicht geeignet sind, versagen sie. Abbildung 50b zeigt ein zerstörtes Bauwerk, bei

dem die verwendeten Winkel größer als üblich29 sind. Die Rahmenstützen versagten neben den

Anschlüssen.

Abbildung 50: a) Ein Bauwerk mit zerstörten Füllwänden knapp vor dem Einsturz (Foto H. Hashemi) b) Khorjini-Rahmen mit verstärktem Anschluss und Rahmenstütze

29 Untere Winkel L100x100x10-120 und obere Winkel L100x100x10-80.

a

b

Schäden durch Erdbeben 79 Gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen

Abbildung 51 zeigt beschädigte gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen. Beim Erd-

beben kann das Bauwerk eine größere zyklische und horizontale Verschiebung mit großer

Periode erfahren. Die dadurch entstehenden Verdrehungen und Biegemomente in den An-

schlüssen könnten den spröden Bruch der Winkel verursacht haben (Abbildung 51a).

Bei der Ausbildung der Anschlüsse wurde die Tragfähigkeit der Rahmenstütze nicht berück-

sichtigt. Dies führte zum Versagen der Stützen, deren Tragfähigkeit zur Aufnahme und

Weiterleitung der im Anschluss entstehenden Kräfte hätte nachgewiesen werden müssen

(Abbildung 51b).

Um die Anschlüsse der Riegel und der Diagonalstäbe an die Rahmenstütze zu ermöglichen, ist

es üblich, statt der Verbindungsbleche eine ca. 50 cm hohe Platte an die Rahmenstütze zu

schweißen, an der die Winkel und Knotenbleche angeschlossen werden können. Häufig haben

die Schweißverbindungen zwischen Platte und Gurtstäben keine ausreichende Tragfähigkeit,

um die Kräfte aus Riegeln und Knotenblechen aufzunehmen. Risse zwischen der Platte und

den Gurtstäben sind die Folge (Abbildung c-d). Aufgrund der Gefahr von Knoten-plastifi-

zierungen muss vom Einsatz derartiger Konstruktionen im Iran abgeraten werden.

Abbildung 51: Beschädigte gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen [Has04]

Horizontale Aussteifung der Bauwerke mit Fachwerksverbänden

Für die horizontale Aussteifung der Bauwerke wurden zentrische Fachwerksverbände mit

Diagonalstäben aus U-Profilen, Winkeln, IPE-Profilen, quadratischen Hohlprofilen und Rund-

stäben verwendet. Ihre Querschnittgrößen waren unterschiedlich. Den größten eingesetzten

Querschnitt hatte Doppel IPE 120, und den kleinsten Rundstahl mit 12 mm Durchmesser.

a

b

c

d


Das Bauwerk in Abbildung 52a-b wurde mit Fachwerksverbänden horizontal ausgesteift. Der

gewählte Querschnitt mit großer Schlankheit war dafür nicht geeignet. Die Ausbildung der

Knotenpunkte war fehlerhaft und führte zum frühen Versagen eines Diagonalstabs, obwohl

dieser wegen des Vorhandenseins von Füllwänden nicht voll belastet war. Der durchgehende

Diagonalstab war wegen plastischer Verformung länger geworden und wurde schlaff. Bei einer

weiteren Belastung hätte er eine schlagartige Zugbeanspruchung erfahren, deren Heftigkeit von

Füllwänden reduziert werden kann, welche einen größeren Teil der Erdbebenlast aufnehmen

können.

Die nachstehenden Beispiele zeigen, dass abgesehen von ihren fehlerhaften Ausführungen

herkömmliche Fachwerksverbände mit zentrischen Anschlüssen für die Aufnahme von

Erdbebeneinwirkungen nicht geeignet sind. Dies wird auch in der Literatur bestätigt [Bac02;

Dow87].

Abbildung 52c-d zeigt den Knotenpunkt eines Fachwerksverbandes. Die Diagonalstäbe be-

stehen aus Doppel-IPE-Trägern. Die Träger hätten miteinander verbunden werden müssen, um

eine größere Druckkraft aufnehmen zu können. In Abbildung 52d ist zu sehen, dass der

Knotenanschluss trotz des großen Querschnitts der Diagonale unter Einhaltung der zulässigen

Schlankheit versagt hat. Im Stahlbau lautet ein wesentlicher konstruktiver Grundsatz: Wo

punktuell konzentrierte Kräfte eingetragen werden, sind Steifen oder Rippen einzubauen, um

ein lokales Versagen (z.B. Stegkrüppel oder Stegbeulen) zu verhindern [Pet93]. Konstruktion

und Schweißnähte besitzen auch in diesem Beispiel nicht die erforderlichen Dimensionen und

die notwendige Ausführungsqualität.

Abbildung 52: a-b) Fehlerhafte Ausbildung der Knotenpunkte und Diagonalstäbe mit großer Schlankheit führten zum Versagen c-d) Mangelhafte Ausführung des Knotenpunktes des Verbands mit Doppel IPE-Trägern

Einige Beispiele von beschädigten Fachwerksverbänden zeigt Abbildung 54. Die Fachwerke

versagten wegen des Bruchs der Diagonalstäbe an den Kreuzungsstellen und des Bruchs der

Knotenblech-Schweißverbindung am Steg der Stütze. Letzteres geschieht, wenn das Knoten-

blech nur am Steg angeschweißt wird. In diesem Fall werden Stegblech und Schweißnähte mit

kombinierter Last beansprucht: Abscherspannung und Normalspannungen aus Fv und FH und

Biegemoment aus außermittigem Angriff von FH (Abbildung 53). Der Steg des IPE 160 besitzt

eine Dicke von 5 mm. Er ist für die Aufnahme von Zug- und Druckspannungen nicht geeignet.

a

c

b

d

Schäden durch Erdbeben 81 Abbildung 54b zeigt angeschweißte Riegel und Knotenbleche des Fachwerkverbands an die

Stirnplatte, welche wiederum an die Rahmenstützen angeschweißt ist. Die unzureichenden

Schweißnähte und die Dicke der Stirnplatte mit exzentrischem Anschluss des Knotenblechs

verursachten den Bruch der Stirnplatte und der Stütze.

Abbildung 53: Ungeeignete Diagonalstäbe mit mangelhafter Ausbildung der Anschlüsse

Normalkraft FH = F . sin α

Querkraft FV = F . cos α Biegemoment aus außermittigem Angriff von FH

30

Mb= FH . z

Abbildung 54: Beanspruchung des Stegbleches bei ausschließlichem Anschweißen des Knotenbleches am Steg der Stütze

Bei der Untersuchung der weiteren Bauwerke wurden folgende Versagenstypen festgestellt: • Plastische Verlängerung der Zugstäbe mit anschließendem Ausknicken bei

Belastungswechsel

30 Biegemoment aus außermittigem Angriff von IPE M ≈ ( F. b/2 ) wurde nicht berücksichtigt.

a b

c


• Bruch am Anschluss des Diagonalstabs an die Stütze und den Riegel

• Bruch der Diagonalstäbe im Kreuzungsknoten

Grundsätzlich ist der Fachwerksverband mit zentrischen Anschlüssen für die horizontalen Aus-

steifungen in erdbebengefährdeten Regionen wenig geeignet. Gründe für das Auftreten der

soeben beschriebenen Schäden sind:

• Große Schlankheit der Diagonalstäbe: Der IPE-100-120-Träger oder der Winkel 80 x 80 x 8 sind als aussteifende Fachwerks-

verbände nicht geeignet. Nach dem Code 2800-1999 darf unter anderem bei zentrischen

Fachwerkverbänden die Schlankheit der eingesetzten Diagonalstäbe 6025/√Fy nicht

überschritten werden [Cod99]. Dies entspricht bei St 37 einer Schlankheit von maximal 123.

Profile IPE-120 haben bei einer Länge von 5 m jedoch eine Schlankheit von 349.

• Mangelhafte Konstruktion der Anschlüsse: Die Nahtgüten und Stärken der Schweißnähte sind mangelhaft. Der Fachwerkanschluss

muss gemäß Code 2800-99 für den kleinsten der nachstehend genannten Werte bemessen

werden:

- die Zugtragfähigkeit der Diagonalstäbe

- die 2.8-fache Kraft der Fachwerkverbände aus Erdbebeneinwirkung

- die maximale Kraft, die vom System31 auf das Fachwerk einwirkt.

Rahmenstäbe

In Bam wurden zahlreiche Rahmenstäbe beschädigt. Folgend werden die wichtigsten

Schadenstrukturen anhand einiger Bespiele beschrieben.

Knick um die schwache Achse

Das Knickversagen einer Rahmenstütze um ihre schwache Achse zeigt die Abbildung 55a. Die

entsprechenden Bemessungsvorschriften sind in der IRNBC32, Teil 10 vorgegeben [Pet93]. Die

Erdbebenlast für Stahlbauten mit zentrischen Fachwerkaussteifungen ist, wie oben erwähnt,

gemäß Code 2800 auf ein Sechstel abgemindert worden33. Das bedeutet, dass die

Stützennormalkraft aus horizontaler Last deutlich größer als die Bemessungslast sein kann.

Außerdem wird bei der Bemessung der Stütze die vertikale Beschleunigung des Erdbebens

nicht berücksichtigt. In Bam war diese Komponente beträchtlich. Sie betrug für ein Bauwerk mit

einer Periode von 0,2 Sekunden 1,5 g, und für ein Gebäude mit einer Periode von 0,4

Sekunden 1,0 g (Abbildung 6). Das bedeutet, dass zusätzlich zur horizontalen zyklischen

Beschleunigung eine vertikale Beschleunigung hinzukommt, welche die Schwerlast von 100 %

31 alle Lasten: Eigengewicht, Verkehrslast und Erdbebeneinwirkung. 32 Iranian National Building Code Part 10 Steel Structures 33 Der Code 2800 hat in seiner zweiten Fassung für Bauwerke mit gelenkigen Rahmen und zentrischen Fachwerken den Verhaltensbeiwert R gleich 6 festgelegt: V = C W; C=A B I / R [Cod99]

Schäden durch Erdbeben 83 bis auf 150 % erhöhen kann. Beim Fehlen von ausreichenden Tragreserven der Stütze kann

diese um die schwache Achse knicken.

Die Abbildung 55b zeigt eine beschädigte Rahmenstütze im Obergeschoß eines Bauwerkes.

Der Stützenschaden könnte durch Brüstungen hervorgerufen worden sein, welche die

Verdrehung der Stützen verhinderten und damit unplanmäßig Querkraft- und Momenten-

beanspruchung aus Verschiebungsbehinderung in der Stütze verursachten. Das Verhalten

gleicht damit dem kurzer eingespannter Stützen; eine Beanspruchung, die für die

Rahmenstützen ohne zusätzliche Verstärkungen nicht geeignet ist.

Abbildung 55: Geknickte Rahmenstützen

Lokales Knicken von Rahmenstützen

Lokales Knicken in einem Rahmenstab kann z.B. durch Einwirkung von Biegemomenten im

Anschluss entstehen. Ein Gurtstab wird auf Zug, der andere auf Druck beansprucht, wodurch

Letzterer versagen kann.

Knicken durch Torsionsbeanspruchung

Das Knicken der Gurtstäbe auf Grund von Torsion ist ein typisches Versagen von

Rahmenstützen. Durch unsymmetrische Aussteifung von Bauwerken stehen diese während

eines Erdbebens unter Torsionsschwingungen.

Plastische Deformation der Rahmenstützen

Die plastische Deformation von Rahmenstützen kann eintreten durch:

• Biegemomente an den Anschlüssen des Stützenkopf- und Fußpunktes (analog Khorjini-

Anschluss)

• horizontale Kräfte aus Erdbeben, z.B. Verschiebungsbehinderung durch Füllwände oder

Brüstungen.


Bruch von Bindeblechen

Bindebleche sind bei Rahmenstützen für die Aufnahme von Kupplungskräften erforderlich, die

an den Stabenden am größten sind. Die Bindebleche erleiden eine Biege und Schub-

verformungen [Pet93]. Bei Versagen der Bindebleche versagt auch die Rahmenstütze. Einige

Beispiele des Bruchs von Bindeblechen zeigt Abbildung 56.

Abbildung 56: Bruch von Bindeblechen bei Rahmenstützen [H. Hashemi; Has04]

Gründe für den Bruch:

• Zu geringer Querschnitt und das Auftreten einer Vertikallast, die deutlich höher als die

Bemessungslast war.

• Ungeeignete Stahlgüte, z.B. Lastwagenfeder oder nicht genormter Stahl. In solchen Fällen

kann Blech einen spröden Bruch erfahren.

• Fehlerhafte Ausführung der Schweißverbindung.

• Zusätzliche Beanspruchung der Stütze durch Biegemomente in den Anschlüssen, Theorie

II. Ordnungseffekt wegen größerer horizontaler Verschiebungen und unplanmäßige

Einleitung horizontaler Lasten aus der Verschiebungsbehinderung durch Füllwände,

Brüstungen etc..

Der Bruch der Bindebleche trennte die Gurtstäbe voneinander und führte zum Versagen der

Bauwerke.

Schäden durch Erdbeben 85 Schweißverbindungen

Die Güte der ausgeführten Schweißverbindungen in Bam war entsprechend mangelhaft. Die

Abbildung 57 zeigt einige Beispiele:

Abbildung 57: Einige Beispiele von ausgeübten Schweißverbindungen in Bam

Die Untersuchung zweier Bauwerke

Die beiden im Folgenden untersuchten Bauwerke gehörten mit drei bzw. vier Obergeschossen

zu den wichtigsten und modernsten Gebäuden in Bam. Nach den geltenden Regeln hätte das

Tragwerk der beiden Bauwerke von einem Statiker geplant und nach geltenden Bestimmungen

(z.B. Code 2800) berechnet, und die Ausführung der Bauwerke von einem Bauingenieur bzw.

Prüfingenieur überwacht werden müssen.

Das Kimia34-Gebäude

Das fünfgeschossige Wohn- und Geschäftsgebäude war ein Neubau und zählte zu den

höchsten und modernsten Gebäuden dieser Art in Bam. Es lag im Zentrum der Stadt. Das

Erdgeschoss war höher als die übrigen Etagen und beherbergte ausschließlich Geschäfts-

flächen. Das Kellergeschoss wurde als Tiefgarage genutzt.

Tragwerkssystem

Das Tragwerk des Gebäudes bestand aus gelenkigen Rahmen, die an drei Seiten (Nord, Ost

und Süd) über Fachwerksverbände mit zentrischen Anschlüssen ausgesteift35 waren (Abbildung

34 Name des Gebäudes.


58). Der Anschluss zwischen Riegel und Stütze erfolgte durch untere und obere Winkel (s.

5.3.3).

Abbildung 58: a) Systemskizze der Nordseite des Bauwerks b) Nord- und Südseite des Bauwerks

Die Stützen waren teilweise zusammengesetzte Profile oder Rahmenstützen aus zwei IPE-

Profilen. Die Diagonalstäbe der Fachwerksverbände bestanden aus U-Profilen (U-120), (U-100)

und Rundstahl (d= 18 mm) [Hos04].

Die Füllwände im Kellergeschoss bestanden ausschließlich aus Vollziegeln, in den anderen

Geschossen aus Hochlochziegeln. Letztere besaßen sehr dünne Stege und daher nur eine sehr

geringe Druckfestigkeit.

Unsymmetrische Aussteifungen im Grundriss

Das Bauwerk war auf seiner Südseite teilweise mit Fachwerkverbänden aus Rundstahl d=18

mm (Abbildung 59), und auf der Ost- und Nordseite sowie in einem Abschnitt der Südseite mit

U-Profilen horizontal ausgesteift. Auf der Westseite fehlte die horizontale Aussteifung36.

Dadurch war das Gebäude in beiden Richtungen unsymmetrisch ausgesteift. Eine andere

Asymmetrie war durch die Lage des fünften Stockwerks gegeben, da dieses exzentrisch

gegenüber dem Schwerpunkt der darunter liegenden Geschosse angeordnet war. Seine Breite

betrug nur ca. 1/3 der Bauwerksbreite (Abbildung 58).

Weiches Erdgeschoss

Das Erdgeschoss hatte durch seine größere Geschosshöhe und durch das Fehlen von

aussteifenden Trennwänden eine gegenüber den oberen Geschossen kleine horizontale

Steifigkeit.

Aus oben genannten Gründen erfuhr das Bauwerk unter Erdbebenbelastung eine horizontale

Verschiebung von ca. 4 m [Hos04], sowie eine Verdrehung. In der Nord-West-Ecke sackten

zwei Stockwerke ab, in der Süd-West-Ecke wurden drei Stockwerke zerquetscht (Abbildung

58b). Bei einem Nachbeben stürzte das Bauwerk vollständig ein.

35 Die Fachwerksverbände sind in drei Seiten des Gebäudes erkennbar.


Abbildung 59: Das Bauwerk besaß auf der Südseite teilweise Verbände mit Rundstahl d = 18mm [Foto a Hos04]

Abbildung 60: Weiches Erdgeschoss und unsymmetrische Aussteifungen führten zu horizontalen Verschiebungen mit Verdrehungen.

Einhaltung der Normbestimmungen bei der Planung des horizontalen Tragelements37

Die verwendeten Diagonalstäbe im Erdgeschoss U-120 haben bei ca. 6 m Länge eine Schlank-

heit von 377. Dies ist gemäß Code 2800 Anhang 238 deutlich größer ist als die maximal

zulässige Schlankheit von 123 für die Festigkeitseigenschaften eines St37. In den übrigen

Geschossen haben die Diagonalstäbe aus U-100 bei einer Länge von ca. 5m eine Schlankheit

von 340 und erfüllen die Anforderungen des Codes ebenfalls nicht. Die verwendeten Profile

sind unzulässig. Dies gilt auch für die Verwendung von Rundstahl d=18mm.

In jedem Geschoss sollen die horizontalen Kräfte auf die Druck- und Zugstäbe so verteilt

werden, dass folgende Bedingungen gelten [Cod99]:

∑Zhi < 0.7 Fh

∑Dhi < 0.7 Fh

wobei

37 Soweit die persönliche Besichtigung des Verfassers nach dem Erdbeben von 26.12.2003 das ermöglichte. Ein Zugang zu Bauwerksunterlagen z.B. Statik war nicht möglich. 38Ab der zweiten Fassung des Codes 2800 wurde eine max. Schlankheit von 6025/√F festgelegt. Das entspricht bei S235JR einer Schlankheit von max. λ=123.


Zhi= horizontale Komponente der Zugstäbe

Dhi = horizontale Komponente der Druckstäbe

Fh = horizontale Kraft aus der Erdbebeneinwirkung

Die in dem o.g. Beispiel gewählten Diagonalstäbe können dagegen nur Zugkräfte aufnehmen.

Daher werden die Anforderungen des Codes 2800 nicht erfüllt.

Die Verbindungen der Diagonalstäbe zu anderen Bauteilen sollten gemäß Code 2800 Anhang 2

die folgenden Bedingungen erfüllen:

Rd ( Beanspruchbarkeit ) > kleinster Wert von:39

- Fy. A oder A: Querschnitt des Diagonalstabs

- die 0.4 R-fache Kraft der Fachwerkverbände aus Erdbebeneinwirkung

Der Anschluss der Diagonalstäbe an den Stützen erfüllte die Anforderungen des Codes 2800

ebenso nicht. Die Bruchstelle der Schweißnaht des Knotenblechs an der Stütze war dunkel und

voller Schlacke, was bedeutet, dass keine ausreichende Schweißverbindung zwischen

Knotenblech und der Stütze hergestellt worden war.

Ursache der Zerstörung des Bauwerks

Bei der Planung des Bauwerkes wurden die bekannten Erkenntnisse für einen erdbeben-

gerechten Entwurf nicht berücksichtigt. Daraus ergaben sich unterer anderem ein weiches

Erdgeschoss, die unsymmetrische Aussteifung im Grundriss, die sprunghafte Änderung von

Massen und Steifigkeit im Aufriss.

Die Untersuchungen zeigen, dass das Tragwerk nicht für die Erdbebenbeanspruchung

bemessen wurde. Die Anschlüsse sind weder sorgfältig konstruiert noch nachgewiesen worden.

Das wird durch die vorhandenen Diagonalstreben aus unterschiedlichen Querschnitten (U-120,

U-100 und Rundstahl d =18 mm) sowie durch ihre Anschlussformen bestätigt.

Die Art und Weise der Anschlussausbildungen durch verschiedene Diagonalstreben bestätigen

die Feststellung des Verfassers in Kap. 5.3.3, dass die Herstellung von Stahlkonstruktionen auf

der Baustelle unqualifizierten Schweißern überlassen wird. Wegen des fehlenden Konzepts und

fehlender Werkstattzeichnungen wurde zuerst die Rahmenkonstruktion hergestellt und erst

dann versucht, mit Diagonalstäben die Rahmen auszusteifen und damit das Bauwerk

erdbebensicher zu machen. Der Anschluss von Fachwerkverbänden an die Rahmen war bei

der Ausführung des Rahmenanschlusses somit zunächst nicht vorgesehen. Die oberen und

unteren Winkel des Anschlusses verhinderten, dass die Knotenblechkanten vollständig an

Stütze und Riegel verschweißt wurden. Bei den Fällen, in denen die unteren Winkel mit Rippen

verstärkt waren, wurden teilweise U- Profile an Rippen geschweißt.

Die oben genannten Mängel weisen auch auf die fehlende Prüfung der Planung, der Be-

rechnung und der Ausführung hin, obwohl diese Kontrollen von der Gesetzgebung vorgesehen

sind.

39Gemäß EC 8 [ENV 1998-1-3] sollten die Verbindungen der Diagonalstreben zu anderen Bauteilen die Überfestigkeits-bedingung Rd ≥1,20. Npl,Rd erfüllen, mit Npl,Rd Längskrafttragfähigkeit ( Zug und Druck) des Diagonalstabs.

Schäden durch Erdbeben 89 Die Missachtung von vorhandenen Vorschriften und grundlegenden Regeln im Stahlbau und

der Schweißtechnik sowie die Missachtung von bekannten Erkenntnissen der Erdbeben-

sicherung von Bauwerken bereits in der Planungsphase führten zum Einsturz des Bauwerks.

Wohn- und Geschäftshaus

Das nachfolgend dargestellte, viergeschossige Gebäude ist nur knapp der vollständigen

Zerstörung entgangen. Die drei Obergeschosse sind Wohnungen. Im Erdgeschoss befanden

sich Geschäfte, Parkplätze und das Treppenhaus, so dass verglichen mit den Obergeschossen

wenig aussteifende Trennwände vorhanden waren. Dies führte dazu, dass dort die Steifigkeit

zur Aufnahme von horizontalen Kräften, und der Widerstand gegen relative Verschiebungen

kleiner waren.

Abbildung 61: a) Systemskizze des Bauwerks b) Wohn- und Geschäftshaus

Tragwerkssystem

Das Tragwerk besteht aus Khorjini-Rahmen. An den Stützen aus zwei verschweißten IPE 160-

Profilen wurden die Unterzüge über je zwei untere und obere Winkel angeschweißt. Als

horizontales Aussteifungssystem wurden in beiden Richtungen Fachwerkverbände mit

zentrischen Anschlüssen verwendet (s. Abbildung 61a).

Die Füllwände bestanden überwiegend aus Hochlochziegeln, die aufgrund dünner Stege nur

über eine geringe Druckfestigkeit verfügen. Lediglich in Achse 4 des Erdgeschosses bestanden

die Füllwände aus Vollziegeln (Abbildung 61).

Einhaltung der Normbestimmungen

Die Diagonalstäbe bestanden aus IPE 120 mit einer Knicklänge von ca. 5 m, besaßen jedoch

eine Schlankheit von 344 > 12340 und erfüllten damit die Anforderung des Codes 2800 nicht.

40 Ab der zweiten Fassung des Codes 2800 wurde eine max. Schlankheit von 6025/√F festgelegt. Das entspricht bei S235JR einer Schlankheit von max. λ=123.


Die Verbindungen der Diagonalstäbe zu den anderen Bauteilen sollen gemäß Code 2800 die

folgenden Bedingungen erfüllen:

Rd ( Beanspruchbarkeit ) > kleinster Wert von:

Fy. A oder die 0.4R-fache Kraft der Fachwerkverbände aus der Erdbebeneinwirkung. Mit dem

Ersetzen des Knotenblechs durch ein kleines Blech wurde die Anforderung des Codes

offensichtlich nicht erfüllt (Abbildung 62a).

Abbildung 62: a) Anschluss der Diagonalstäbe an die Stütze b) Ausführung der Knotenpunkte

Die Diagonalstreben wurden über Blech und Winkel an die Stirnplatten geschweißt (Abbildung

62a). Anscheinend wurde versucht, aus Blechen auf der Baustelle Winkel herzustellen. Die

Stirnplatten wurden ebenfalls durch Schweißverbindungen an die Stützen geheftet. Die

Bruchstellen der Schweißnähte weisen auf eine mangelhafte Schweißnahtgüte hin. Abbildung

62b zeigt das Kreuzungsdetail der Diagonalstäbe. Die unzureichenden konstruktiven

Durchbildungen und Ausführungen sind offensichtlich.

Zwei parallele Fachwerksverbände in der Achse C und D (Abbildung 61) hätten die horizontale

Last in y-Richtung aufnehmen sollen. Das Fachwerk in Achse C ist im Treppenpodest integriert

(Abbildung 63a). Damit besitzt der Fachwerksverband die gleiche Höhe wie das

Zwischenpodest, so dass eine kurze Stütze entstand, die mit einer zusätzlichen horizontalen

Last und dem entsprechenden Biegemoment beansprucht wurde. Außerdem ist mit den unter-

schiedlichen Fachwerkverbänden in Achse C und Achse D und einem U-förmigen Grundriss

des Bauwerks im Erdgeschoss durch die Außenwände eine symmetrische Anordnung der

horizontalen Aussteifung nicht gewährleistet.

Verhalten des Bauwerks im Erdbebenfall

Das Bauwerk wurde wegen der kleinen Erdbebenintensität im Westteil der Stadt nicht voll-

kommen zerstört. Daher bietet sich die Gelegenheit an, das Verhalten dieses Bauwerks im

Erdbeben zu untersuchen.

Schäden durch Erdbeben 91 Wegen geringer horizontaler Steifigkeit des Bauwerks im Erdgeschoss konzentriert sich die

horizontale Verschiebung auf das weiche Erdgeschoss.

Verschiebung in x-Richtung:

Am Anfang des Erdbebens wurde die horizontale Last von Füllwänden getragen. Die Füllwände

in Achse 1 bestanden aus Holziegeln, in Achse 4 aus Vollziegeln. Wegen der niedrigen

Druckfestigkeit der Hohlziegel versagten sie schnell. Die Fachwerkverbände in Achse 1 wurden

für die Aufnahme der Horizontallast herangezogen. Die Diagonalstäbe wurden wegen des

frühen Versagens des Anschlusses nicht über ihre Traglast hinaus belastet. Nach dem Ausfall

der Fachwerksverbände wurde die Horizontallast durch die Khorjini-Anschlüsse aufgenommen.

Diese waren durch horizontale Verschiebung mit dem Biegemoment My beansprucht. In Achse

4 wurde die Horizontallast von Vollziegeln getragen. Das Bauwerk erfuhr in dieser Achse keine

spürbare Verschiebung und die Stützen wurden nicht stark verformt. Die Füllwände waren

teilweise zerstört.

Verschiebung in y-Richtung:

Die horizontale Belastung wurde von den Fachwerkverbänden in Achse C und D getragen. Die

beiden Fachwerke versagten durch das Ausknicken der Druckstäbe und dem Bruch der

Anschlüsse. Nach dem Versagen des horizontalen Aussteifungssystems erfuhr das Bauwerk in

dieser Richtung eine horizontale Verschiebung. Dadurch wurde der Khorjini-Anschluss senk-

recht zu seiner Achse mit Mx beansprucht. Die Decke über dem Erdgeschoss stürzte im Feld

zwischen Achse 3 und 4 ein. Der Unterzug hatte sich bei den horizontalen Verschiebungen von

seinem Auflagerwinkel in Achse 4 gelöst und das Versagen der Decke verursacht. Der

Unterzug an Achse 1 in Abbildung 63b befand sich kurz vor dem Einsturz. Die oberen Winkel

hatten sich von den Stützen gelöst. In den Schweißnähten der unteren Winkel entstanden

Risse. Die exzentrische Belastung des Anschlusses und die wechselnde horizontale

Verschiebung des Bauwerks erzeugten im Anschluss die Biegemomente Mx und My. Diese

konnten die Stützen nicht aufnehmen, welche aufgrund von Biegeknicken versagten.

Abbildung 63: a) Fachwerksverband mit niedriger Höhe erzeugte kurze Stützen b) Die Stützen versagten durch Biegeknicken



Die Missachtung von vorhandenen Vorschriften und grundlegenden Regeln im Stahlbau und

der Schweißtechnik, sowie die Missachtung von bekannten Erkenntnissen der

Erdbebensicherung von Bauwerken bereits in der Planungsphase führten zum Einsturz der

Stahlbauten. Die Untersuchung zeigt, dass ohne eine grundlegende Änderung der Arbeitsweise

und ohne die Verbesserung der Planungs- und Ausführungsqualität die Verwendung größerer

Querschnitte41 die Sicherheit des Bauwerks im Erdbebenfall nicht erhöht. Z.B. müssen die

Knotenbleche der Diagonalstäbe zentrisch an die Stützen und Riegel angeschweißt werden, so

dass keine Momente aus der exzentrischen Lasteinleitung auftreten können. Außerdem

müssen in einer Werkstattzeichnung alle Details mit den erforderlichen Angaben dargestellt und die Anschlüsse nachgewiesen werden. Da keine Richtlinien zur Berechnung von Khorjini-

Anschlüsse existieren und zahlreiche zerstörte Bauwerke mit diesem Anschluss zeigen, wie

verletzlich diese Konstruktion bei Erdbeben ist, rät der Verfasser davon ab Khorjini-Anschlüsse

in ihrer jetzigen Form zu verwenden. Ebenso sind gelenkige Anschlüsse mit jeweils einem

Winkel unter- und oberhalb des Riegels an der Stütze für ein erdbebengefährdetes Land wie

dem Iran nicht geeignet, weil durch die Verdrehungen in den Anschlüssen ein spröder Bruch

der Winkel verursacht werden kann.

Die verwendeten Profile müssen über eine ausreichend große Flansch- und Steckdicke

verfügen, da diese sonst zu lokaler Instabilität führen. Bei den Riegeln muss besonders die

Eignung des Einsatzes von Wabenträgern untersucht werden.

Rahmenstützen sind nur für die Aufnahme von zentrischer Normalkraft geeignet. Bei Trag-

werken mit Khorjini-Anschlüssen werden sie jedoch auch durch Momente beansprucht. Bei der

horizontalen Verschiebungsbehinderung durch Berüstungen, oder bei Teilausfachung der

Rahmen bzw. bei teilweise zerstörten Füllwänden werden die Stützen zusätzlich mit hori-

zontaler Last und Momenten beansprucht. Aus diesem Grund versagten in Bam zahlreiche

Rahmenstützen und führten so zum Einsturz der Bauwerke. Der Verfasser empfiehlt daher

dringend die Durchführung einer umfassenden Untersuchung von Rahmenstützen, z. B.:

• Ihre Eignung in erdbebengefährdeten Regionen

• Ihr Verhalten bei Erdbeben, Theorie II. Ordnung bei zyklischer Belastung

• Das Verhalten von Bindeblechen und Schweißverbindungen

Eine Beanspruchung durch Momente und Horizontallasten ist entweder auszuschließen, oder

es muss eine neue Vorschrift erstellt werden, welche Regeln für die Bemessung von Rahmen-

stützen bei einer zusätzlichen zyklischen Belastung durch Momente und horizontale Kräfte

enthält. Bei der Herstellung der Anschlüsse müssen die Schweißverbindungen nachgewiesen

und die Arbeiten von qualifiziertem Personal unter Aufsicht ausgeführt werden.

41 Code 2800 hat nach dem Erdbeben in Bam in seiner dritten Fassung vom Jahre 2005 den Verhaltungsbeiwert des Bauwerks B von 2,5 auf max. 3,25 erhöht. Damit wurde die horizontale Einwirkung des Erdbebens, abhängig von der Bodenkategorie und den Erdbebensgefährdungszonen, bis um 30% erhöht [Code05; Code99].

Schäden durch Erdbeben 93 Die Schweißtechnik erfordert spezielle Kenntnisse und Erfahrungen für jeden Anwendungsfall.

In Deutschland müssen die ausführenden Firmen zur Gewährleistung der erforderlichen Güte

der Schweißverbindungen ihre Eignung nachweisen. In der DIN 18800T-7 sind die

Anforderungen beschrieben, die Firmen erfüllen müssen [Pet93]: Der Betrieb muss über einen

Schweißfachingenieur verfügen, der die Schweißaufsicht ausübt und für die Güte der

Schweißarbeiten in der Werkstatt und auf der Baustelle verantwortlich ist. Seine Ausbildung und

Prüfung muss mindestens den Richtlinien des Deutschen Verbandes für Schweißtechnik (DVS)

entsprechen. Mit Schweißarbeiten dürfen nur Schweißer betraut werden, die für die

erforderliche Prüfgruppe nach DIN 8560 und für das jeweilig angewendete Schweißverfahren

eine gültige Prüfbescheinigung haben. Im Rahmen einer Betriebsprüfung durch die anerkannte

Stelle hat der Betrieb den Nachweis zu erbringen, dass er über die erforderlichen betrieblichen

Einrichtungen und über schweißtechnisch qualifiziertes Personal verfügt [DIN 18800]. Bei der

Abnahme von Tragkonstruktionen durch Prüfingenieure wird außer einem Zertifikat für die

verwendete Stahlgüte eine Bescheinigung über eventuell erforderliche Ultraschall-

untersuchungen verlangt sowie ein Eignungsnachweis des Betriebes mit den Schweißerpässen

der zuständigen Schweißer.

Nach DIN 18800T-7 gelten geschweißte Bauteile, die von Betrieben ohne Eignungsnachweis

hergestellt werden, als nicht normgerecht. Die in der Praxis gelegentlich anzutreffenden Fälle

können aus Sicherheitsgründen nicht akzeptiert werden [Pet93].

Jeder Versuch, Stahlbauten im Iran erdbebensicher zu machen, ist unter den beschriebenen

Gegebenheiten unmöglich. Millionen Menschen im Iran leben in Gebäuden, die aus hoch-

wertigem Stahl gebaut wurden, deren Tragstrukturen aber aufgrund der fehlerhaften

Tragwerksplanung und der mangelhaften Qualität der Schweißverbindungen während eines

mittleren oder schweren Erdbebens versagen. Bedauerlicherweise hat sich die iranische

Gesellschaft an diese laienhafte Ausführung von Stahltragwerken gewöhnt. Der große Schock,

den das Erdbeben in Bam bei der Bevölkerung ausgelöst hat, hätte zu einer Änderung der

Situation beitragen können. Fachleute und auch die Mehrheit der Bevölkerung wissen von der

schlechten Qualität der Schweißverbindungen, sind aber gegenüber fehlenden behördlichen

Regelungen hilflos. Die Politik müsste nach der Vielzahl von Versäumnissen endlich ihrer

Verantwortung für das Wohl der Bevölkerung nachkommen und die Voraussetzungen für die

erforderliche Bauwerksqualität schaffen. Der Verfasser empfiehlt dringend:

• Gründung von schweißtechnischen Lehranstalten in allen großen und mittelgroßen

Städten

• eine sofortige Ausbildung von Schweißpersonal (Lehrschweißer, Schweißtechniker und

Schweißingenieure) z.B. in Deutschland

• Alle Schweißarbeiten sollten nur von Betrieben ausgeführt werden dürfen, die über

entsprechende Einrichtungen und qualifiziertes Schweißpersonal verfügen.


• Die Ausführung der Schweißarbeiten durch sogenannte „fliegende Schweißer42“ muss

gesetzlich verboten und strafbar sein.

• Die Betriebe müssen einen Verband gründen, welcher Richtlinien für die Ausbildung

des Personals aufstellt und deren Umsetzung kontrolliert.

• Die technischen Regeln sollen ergänzt und überarbeitet werden, damit auf Baustellen

Schraubverbindungen grundsätzlich den Vorrang vor Schweißverbindungen erhalten.

Baustellenschweißungen sollten nur in Ausnahmefällen, und dann nur unter strenger

Kontrolle von Aufsichtpersonal ausgeführt werden dürfen.

42 In Anlehnung an die Bezeichnung „fliegender Händler".

Schäden durch Erdbeben 95 6.4 Stahlbetonbauten


Stahlbetonskelettbauten, die sich hauptsächlich im Westteil der Stadt Bam befanden, wo die

Intensität des Erdbebens im Vergleich zum Ostteil kleiner war [Zus04], stürzten größtenteils

trotz schwerwiegender Tragwerkschäden nicht ein. Anhand einiger Beispiele wird im Folgenden

versucht, die Schäden an Stahlbetonbauten zu analysieren.

• Das in Abbildung 64 dargestellte Bauwerk befand sich während des Erdbebens noch im

Bau. Im Erdgeschoss erfuhr der rechte Riegel einen Bruch und löste sich vom Knoten. Hier

wurden teilvorgefertigte Deckenbalken auf die Stütze gelegt und anschließend betoniert.

Ein Stahlbetonrahmen wurde nachgearbeitet. Es gibt weder Verankerungsmöglichkeiten

noch eine Verbügelung für auf diese Weise hergestellte Rahmenriegel. Im Obergeschoss

wurde die Bewehrung der Riegel ohne Aufbiegung auf die Stütze gelegt. Dies stellt eine

gewöhnliche Ausführung von Stahlbetonrahmen dar. So ausgebildete Rahmen sind für die

Aufnahme von horizontalen Lasten nicht geeignet.

Abbildung 64: Ein Beispiel für nicht fachgerechte Ausführung von Stahlbetontragwerken in Bam

• Ein anderes Beispiel zeigt Abbildung 65. In diesem Bauwerk waren die Stützen nicht

ausreichend verbügelt. Biegesteife Stahlbetonrahmen sind nur in einer Richtung an-

geordnet. In der anderen Richtung fehlt das aussteifende Tragelement. Im Obergeschoss

stürzte die linke Stütze aufgrund fehlender Verankerung der Längsbewehrung herab. Im

Erdgeschoss wurde auf eine Stütze im Wandbereich verzichtet.

• Abbildung 66a stellt ein weiches Erdgeschoss mit unzureichender Verbügelung des

Stützenendes dar, was zu einem Spaltbruch führte. Auch bei diesem Bauwerk wurden wie

bei den letzten Beispielen biegesteife Stahlbetonrahmen nur in einer Richtung angeordnet.


• Bei Skelettbauten sind Riegel und Stiele so zu bemessen, dass für jeden Rahmenknoten

die Summe der aufnehmbaren Riegelmomente kleiner ist als die Summe der aufnehmbaren

Stielmomente [Mül84]. Dieses beschriebene Kriterium wurde bei der Tragwerksplanung des

Bauwerkes in der Abbildung 66b nicht berücksichtigt. Dadurch sind die plastischen Gelenke

statt in den Riegeln in den Stützenenden entstanden. Zudem war die Stütze nicht

ausreichend verbügelt. Diese beiden Fehler führten zum Bruch an der Stütze.

Abbildung 65: Ein Bauwerk mit fehlerhaftem Tragwerk und mangelhafter Ausführung

Abbildung 66: a) Bauwerk mit unreichender Verbügelung der Stützenendbereiche und weichem Erdgeschoss b) Nicht ausreichende Querbewehrung der Stütze

• Das weiche Erdgeschoss des Bauwerks in Abbildung 67 führte zum Stützenmechanismus.

Das Obergeschoss hatte aufgrund der Mauerwerksausfachungen eine größere Steifigkeit

als das Erdgeschoss.


Abbildung 67: Das weiche Erdgeschoss führte zum Stützenmechanismus.

• Die Abbildung 68 zeigt ein Bauwerk, das sich während des Erdbebens noch im Bau befand.

Das Stahlbetonskelett und die Decken mit den Treppenläufen waren bereits ausgeführt.

Das Tragwerk wurde noch nicht voll belastet. Die Treppenläufe wurden durch drei

vorgefertigte Stahlbetonbalken mit zwei Reihen dazwischen gelegter Hohlsteine hergestellt.

Die Balken wurden auf den Querbalken des Treppenpodestes gelagert. Sowohl die

Querbalken, als auch die Zwischenpodeste bestanden aus vorgefertigten Stahlbetonbalken.

Sie waren auf zwei Kragarmen gelagert. Während des Erdbebens lösten sich die Treppen-

läufe von ihrer Auflage, und es bestand keine schubfeste Verbindung zwischen ihnen und

dem Auflager der Podestquerbalken. Ein Querbalken wurde zerstört. Im Kragarm entstand

ein plastisches Gelenk. Der Fehler lag bei der Verwendung teilvorgefertigter Stahl-

betonbalken, denn diese sind nur für die Herstellung von Geschossdecken geeignet, nicht

jedoch für Treppenläufe und Querbalken, welche für die auftretenden (auch horizontalen)

Beanspruchungen bemessen und ausgeführt werden müssen. Die Funktionalität der

Treppen muss auch nach dem Erdbeben erhalten bleiben, damit die Bewohner sich selbst

und Verwundete in Sicherheit bringen können.

Abbildung 68: Herstellung von Treppenläufen mit teilvorgefertigten Stahlbetonbalken, die nicht für diese Funktion geeignet sind.


• Abbildung 69a zeigt ein Bauwerk mit Füllwänden aus Mauerwerk. Diese waren weder

seitlich noch oben durch horizontale Halterungen gesichert. Deshalb versagten sie teilweise

durch die horizontale Beanspruchung quer zur ihrer Ebene. Das Bauwerk war ein neue-

gebautes Krankenhaus und hätte seine Funktionalität auch nach dem Erdbeben erhalten

müssen. Die Stahbetonstützen in Abbildung 69a wurden wegen der Teilausfachung der

Rahmen (Fensterberüstung) durch Mauerwerkswände abgeschert.

Abbildung 69: a) Versagen der Füllwände in einem Krankenhaus b) Die Stützen wurden von den Füllwänden abgeschert [Foto Bui04].

• Die Beispiele in Abbildung 70 zeigen weitere fehlerhafte Ausführungen von Stahlbeton-

bauten in Bam:

Abbildung 70: Einige Beispiele aus fehlerhaften Ausführungen in Bam

Schäden durch Erdbeben 99 6.4.2 Bewertung und Vorschläge

Die untersuchten Beispiele von Stahlbetonbauten zeigen zahlreiche Verstöße gegen

elementare Regeln des Stahlbetonbaus. In den Wohnbauten wurden Bauwerke ohne

Tragwerkskonzept geplant und durch unqualifiziertes Personal ausgeführt. Die Kontrollen

behördlicher Bauaufsicht waren mangelhaft. Z.B. wurden Stahlbetonrahmen nur in einer

Richtung angeordnet, wodurch in der anderen ein horizontales Tragelement fehlte. Ein weiterer

kritischer Punkt war, dass für die Herstellung von Treppenläufen, Querbalken und

Rahmenriegeln teilvorgefertigte Stahlbetonbalken verwendet wurden. Diese sind nur für

Geschossdecken geeignet, wenn auf die Ausbildung einer ausreichend starken Ortbetonschicht

(Scheibenwirkung) geachtet wird.

Bei der Herstellung der Stahlbetonskelettbauten müssen die Tragwerke von zugelassenen

Ingenieuren sorgfältig geplant und berechnet werden. Dabei sind unter anderen folgende

Kriterien zu berücksichtigen [Pau90; Poc03; EC8]: Das Tragwerk muss so geplant werden, dass

bei horizontalen Einwirkungen nur in den Riegeln Fließgelenke entstehen (s.Kap.5.4).

Plastische Gelenke sind konstruktiv derart durchzubilden, dass ihre Rotation ohne wesentliche

Reduktion des Tragwiderstandes stattfinden kann. Die Längsbewehrung der Riegel muss

ausreichend verankert sein (s.Kap 5.4.4). Riegel und Stützen müssen in den Endbereichen eng

verbügelt werden (s. Kap 5.4.5 und 5.4.6). Eine Aussteifung von Rahmen durch

Mauerwerkswände soll vermieden werden. Dagegen soll die Mauerwerksausfachung seitlich

flexibel am Stahlbetonrahmen befestigt werden. Besonders ungünstig ist auch die

Teilausfachung von Rahmen, wie z.B. beim Aufmauern von Fensterbrüstungen. Dadurch

ergeben sich kurze Stützen, die von sprödem Schubversagen gefährdet sind. Um dies zu

vermeiden, muss mit geeigneten konstruktiven Maßnahmen eine ungestörte horizontale

Verschiebung der Stütze bei Erdbeben gewährleistet sein. Ein weiches Erdgeschoss muss

vermieden werden, sonst ist ein Stützenmechanismus oft unvermeidlich, was zu einem

Einsturz des Bauwerks führt. (s. Kap. 5.4.3). Eine ausreichende Betonüberdeckung nach den

geltenden Vorschriften ist erforderlich, um den notwendigen Verbund zwischen Beton und

Bewehrung, eine genügende Dauerhaftigkeit des Bauteils, sowie einen entsprechenden

Feuerwiderstand sicherzustellen. Eine Festlegung der Betonüberdeckung in den Berechnungs-

unterlagen sowie in den Ausführungsplänen ist unzureichend, so lange in der Praxis deren

Einhaltung wegen fehlenden Abstandhaltern nicht möglich ist. Die Distanz zwischen Bewehrung

und Schalung durch die Verwendung von Abstandhaltern43 muss sichergestellt sein. Außerdem

muss die Installation von Rohren für Wasser, Strom usw. im Vorfeld geplant werden. Alle

erforderlichen Öffnungen im Riegel müssen bei der Planung des Tragwerks berücksichtigt und

in Ausführungszeichnungen entsprechen bewehrt werden. Eine nachträgliche Aussparung in

den Tragwerkselementen muss streng verboten sein.

43 Im Iran werden auf der Baustelle keine Abstandhalter verwendet. Um die erforderliche Betonüberdeckung in der Praxis zu gewährleisten, sollte die Anwendung von Abstandhaltern obligatorisch sein.


Die Unterlagen von Planung und Berechnung, die Bewehrungspläne sowie deren Ausführung

müssen von Prüfingenieuren geprüft bzw. überwacht werden.

Bautechnische Maßnahmen

Wie in vielen Bereichen der iranischen Baubranche fehlt es auch im Stahlbetonbau an

ausgebildetem, qualifiziertem Personal. Für die Verbesserung der Ausführung von Stahlbauten

sollte die Ausführung von Bauarbeiten nur von zugelassenen Firmen des jeweiligen

Berufszweiges vorgenommen werden dürfen. Diese müssten ausreichend qualifiziertes

Personal zur Verfügung stellen können. Die Zulassung von Baufirmen sollte von deren Leitung

durch qualifizierte Personen mit ausreichender und nachgewiesener Erfahrung abhängig

gemacht werden. In der Branche tätige Arbeiter sollten durch fachspezifische Kurse mit den

Grundlagen ihres ausgeübten Berufs vertraut gemacht werden. Die Zulassung von Baufirmen

sollte zeitlich befristet und ihre Verlängerung erst nach erneuter Prüfung der o.g. Kriterien erteilt

werden. Die Ausführung von Bauarbeiten müsste streng überwacht werden. Wie andere

Berufszweige sollten auch Betonbauer einen eigenen Berufsverband gründen.


6.5 Decken


Kappendecke

Wie bei den letzten Erdbeben im Iran44 war auch in Bam der Einsturz der Kappedecken

Ursache für viele Tote und Verletzte. Auch viele nach 1988 gebauten Kappendecken wurden

vollkommen zerstört. Im Folgenden werden einige Versagensgründe der Kappendecken

dargestellt:

• Fehlende Ringanker bei Mauerwerksbauten (s. Abbildung 71a)

• Zu kurze Auflagerlänge der Stahlträger

Wegen zu kurzer Länge lagerten die Stahlträger lediglich auf der Kante der tragenden

Wände, welches zu einer Spannungskonzentration am Auflagerrand führte. Am Beginn der

Erschütterungen des Bauwerks versagte dieser Punkt und leitete das Versagen der Decke

ein, sobald sich die tragende Wand unter der Horizontalbeschleunigung bewegte und die

unverankerten Träger sich von der tragenden Wand lösten. Dies führte zur raschen

Zerstörung der Kappendecke. Es gab auch Fälle, bei denen die gesamte Decke wegen zu

geringer Auflagertiefe der Träger herunterfiel (Abbildung 71b).

• Fehlende Verankerung der Stahlträger mit dem Ringanker (s. Abbildung 71c)

Obwohl in einigen Bauwerken Ringanker aus Stahlbeton vorhanden waren, führte das

Fehlen einer Verankerung der Stahlträger mit dem Ringanker sowie anderer erforderlicher

Maßnahmen dazu, dass die Scheibenwirkung der Kappendecke nicht gewährleistet war.

Dies führte zur Zerstörung des gesamten Bauwerks.

• Verzicht auf Stahlträger in den Endfeldern (s. Abbildung 71d)

Aus Kostengründen wurde häufig in den Endfeldern der Decken auf Stahlträger verzichtet,

so dass die parallel zur Trägerspannrichtung verlaufenden Wände als Auflagerlinie für die

gewölbten Mauerwerkskappen dienten. Die Ablösung der Wand bewirkte den Kollaps des

Deckenfeldes.

• Keine Anordnung von Zugankern am Randfeld (s. Abbildung 71e)

Fehlende Maßnahmen zur Aufnahme des Gewölbeschubes in den Endfeldern führten zum

Kollaps des Randfeldes. Versagte ein Stützgewölbe, wurde das benachbarte Feld zum

44 Boin Zahra im Jahr 1962, Gir im Jahre 1972, Tabas im Jahre 1978, Golbaf und Sirj im Jahre 1983, Siri im Jahre 1982, Manjil-Rudbar im Jahre 1990


Endfeld, wodurch sich das Versagen der Decke quer zur Trägerspannrichtung bis zur

vollständigen Zerstörung der Ziegelkappen fortsetzte.

• Versagen der Schweißverbindungen der Stahlträger am Unterzug in der Ecke der

Kappendecke (s. Abbildung 71f)

Abbildung 71: Schadenstypen nach dem Versagen von Kappendecken a) Zerstörte Kappendecke ohne Ringanker b) Gesamteinsturz der Decke c) Zerstörte Kappendecke wegen fehlender Verankerung der Stahlträger am Ringanker d) Kollaps des Randfeldes aufgrund der Trennung der Wand e) Kollaps des Randfeldes f) Versagen der Schweißverbindungen der Stahlträger an den Unterzügen

Stahlbetonbalkendecke

Beim Versagen der Stahlbetonbalkendecken traten Schäden auf wie der Bruch der Ziegelhohl-

steine, die Auslösung der Steine aus dem Deckengefüge (Abbildung 72a), und bei Stahlskelett-

bauten das Ablösen der Decken- bzw. Stahlbetonbalken von den Unterzügen (Abbildung 72b).


Abbildung 72: a) Beschädigte Ziegelhohlsteindecke b) Die Stahlbetonrippen haben sich vom Unterzug gelöst [Foto Mah04].


Stahlbetonbalkendecke

Die Ausführung von Stahlbetonbalkendecken bei Stahlskelettbauten ist wegen der un-

zureichenden Anschlussmöglichkeit der teilvorgefertigten Stahlbetonbalken an die Unterzüge

problematisch. Die Balken müssen zwischen zwei parallel laufenden Stahlunterzügen auf ihren

unteren Flansch aufgelagert werden. In der Regel werden Stahlbetonbalken als Halbfertigteile

in einer größeren Länge als erforderlich bestellt und auf der Baustelle gekürzt. Dabei kommt es

häufig zu Betonabplatzungen bis hin zur vollständigen Freilegung der Bewehrung im

Endbereich der Balken. Die Träger werden mit der Längsbewehrung auf den unteren Flansch

der Unterzüge aufgelagert. Auf die Bewehrung wird ein Putz aus Gips und Lehm aufgebracht,

der jedoch nicht vor Korrosion schützt. Eine Korrosion kann den Einsturz der Decke

verursachen.

Im Falle eines Erdbebens verschiebt sich das Gebäude horizontal; dadurch besteht die Gefahr,

dass sich die Stahlbetonrippen vom Unterzug lösen und den Einsturz der Decke verursachen.

Die Erschütterung kann auch den Bruch der Ziegelhohlsteine zur Folge haben, die sich aus

dem Deckengefüge lösen, herabfallen und die Bewohner tödlich verletzen können. Aus diesem

Grund ist diese Deckenart für den Einsatz in erdbebengefährdeten Regionen nicht geeignet.

Kappendecke

Die Decken sind für die Aufnahme und Verteilung der Vertikal- und Horizontallasten in

Bauwerken zuständig. In Gebäuden spielen Geschossdecken eine sehr wichtige Rolle für das

Gesamtverhalten des Bauwerks bei Erdbeben [EC8]. Sie sammeln die Trägheitskräfte an, leiten

die horizontalen Erdbebenlasten an die vertikalen tragenden Bauteile weiter und stellen sicher,

dass jedes Element bei der Lastabtragung entsprechend seiner Steifigkeit mitwirkt. Um diesen


Anforderungen gerecht zu werden, müssen die Deckenscheiben in ihrer Ebene schubfest

(unverformbar) ausgebildet sein [Poc03]. Damit wird sichergestellt, dass bei den Mauer-

werksbauten die horizontalen Erdbebenlasten durch tragende Längswände (Schubwände)

abgetragen werden.

Bei der Abtragung der vertikalen Lasten und bei dem statischen Zustand stützt sich die

Geschossdecke auf die vertikalen Tragelemente. Bei einem Erbeben werden die in den

Querwänden entstehenden horizontalen Kräfte über die Deckenscheiben an die Schubwände

oder andere alternative Tragelemente weitergeleitet. Ist ein kraftschlüssiger Anschluss der

Wände an die Deckenscheibe nicht gewährleistet oder keine Scheibenwirkung der Decke vor-

handen, kann ein Umkippen der Wände die Folge sein. In Bam vorhandene Kappendecken

konnten den oben genannten Forderungen nicht gerecht zu werden.

Die wichtigsten Regeln, die bei der Herstellung von Kappendecken nicht berücksichtigt wurden

lauten:

• Verankerung der Stahlträger an die Ringanker

• Anordnung der Zuganker an den Randfelder für die Aufnahme des Gewölbeschubs

• Aussteifung der Kappendecken mit Diagonalstäben

Bei den Stahlskelettbauten führte auch das Versagen der Schweißverbindungen in den Ecken

der Kappendecken zum Einsturz.

Wie gefährlich diese Deckenart bei einem Erdbeben sein kann, zeigt ein internationaler Ver-

gleich der Anzahl der Toten und Verletzen bei den letzten schweren Erdbeben:

Land Datum Stärke Anzahl

der Tote Anzahl

der Verletzte Verhältnis zwischen Toten und Verletzten

Kolumbien 25. Jan. 1999 6,2 1185 4780 1: 4,0 Türkei 27. Aug. 1999 7,6 17118 50000 1: 2,9 Taiwan 26. Jan. 2000 7,7 2297 8700 1: 3,8 Algerien 21. Mai. 2003 6,8 2266 10261 1: 4,5 Iran (Bam) 26. Dez. 2003 6.5 43200 30000 1: 0,7

Tabelle 6: Anzahl der Toten und Verletzen bei einigen schweren Erdbeben

Vergleicht man die Anzahl der Toten und Verletzten einiger schwerer Erdbeben der letzten

zehn Jahre [Iie09], ist die Zahl der Toten gewöhnlich sehr viel kleiner als die der Verletzten. Ihr

maximaler Wert lag beim Erdbeben in der Türkei mit einer Stärke von 7,6 bei ca. 1: 3. In Bam

betrug das Verhältnis jedoch 1: 0,7. Der Grund für die hohe Anzahl der Toten im Vergleich zu

Verletzten kann unter anderem der Einsatz der Kappendecke sein: Bei zerstörten Bauwerken

mit Stahlbetondecken können Hohlräume entstehen, wodurch eine spätere Rettung der

Menschen möglich ist. Bei Gebäuden mit Kappedecken jedoch werden die Bewohner unter

Haufen von Ziegeln und Bauschutt begraben. Für diejenigen die nicht sofort tot sind, gibt es

kaum Überlebenschancen, denn die entstandene Staubwolke ist so groß, dass auch Menschen

ohne ernsthafte Verletzungen ersticken.

Schäden durch Erdbeben 105 Die Umsetzung der im Code 2800 verankerten Regeln für die Ausführung von Kappendecken

führt zwar zu einer höheren Tragfähigkeit, doch das Versagensrisiko im Erdbebenfall ist nicht

kalkulierbar. Es ist noch unbekannt, welche vertikale und horizontale Traglast eine solche

Decke besitzt, da diese Regeln lediglich nach konstruktiven Überlegungen erstellt wurden. Um

die Sicherheit der Bewohner bei schweren Erdbeben zu gewährleisten und den Einsturz der

Kappendecke auch bei einem starken Erdbeben auszuschließen, muss diese ausreichende

Traglastreserven besitzen. Auch ein lokales Versagen der Kappendecke in einem Feld kann die

Zerstörung der gesamten Decke zur Folge haben, weil die Aufnahme des Gewölbeschubs für

weitere Deckenfelder nicht mehr gewährleistet ist.

Obwohl in den letzten Jahren Stahlbetonbalkendecken häufiger gebaut wurden, besitzen ca. 90

% der Bauwerke im Iran Kappendecken [Mog04a]. Sie sind sowohl bei einfachen

Mauerwerksbauten als auch bei Hochhäusern in Teheran und in anderen großen Städten

eingesetzt worden. Im folgenden Kapitel wird das Verhalten dieses im Iran sehr wichtigen

Deckentyps unter Einwirkung horizontaler Lasten durch Erdbeben ausführlich untersucht.

106 Untersuchung der Kappendecke

7 UNTERSUCHUNG DER KAPPENDECKE

Für die Beurteilung der Tragfähigkeit der Kappendecke wurde deren Verhalten unter folgenden

Bedingungen untersucht:

• zwischen Stahlträgern unter vertikalen Belastungen aus Eigengewicht und Verkehrslast

• unter horizontalen Lasten aus Erdbeben, ohne Berücksichtigung der Schwerlast

• unter vertikaler Belastung aus Eigengewicht, Verkehrslast und horizontalen Belastun-

gen aus Erdbeben

Für die Berechnung mussten zwei Gegebenheiten berücksichtigt werden:

1. Mauerwerk kann nur geringe Zugkräfte aufnehmen, nach deren Überschreitung Risse

entstehen. Diese Eigenschaft erfordert nichtlineare Berechnungen.

2. Um die Verformungen des auf Druckspannung beanspruchten Gewölbes bei den Unter-

suchungen zu berücksichtigen, mussten die Berechnungen nach Theorie 2. Ordnung durch-

geführt werden.

Die Untersuchungen wurden nach der Finite-Elemente-Methode (FEM) unter Verwendung der

modular aufgebauten Software Statik Version 23 Fa. Sofistik AG Oberschleissheim durch-

geführt. Für die nichtlinearen Berechnungen wurden Angaben über Materialeigenschaften in

einer Arbeitslinie festgelegt. Die Finiten Elemente und die Ergebnisse konnten mit dem Modul

„Wingraf“ dargestellt werden.

7.1 Allgemeines

7.1.1 Mechanische Eigenschaften der untersuchten Kappendecke

Die zur Herstellung der Decken verwendeten Mauerziegel sind in Ihrer Qualität sehr unter-

schiedlich. Es handelt sich überwiegend um herkömmliche gebrannte Ziegel, deren Qualität von

der Eigenschaft der verwendeten Ausgangsmaterialien, der Herstellungsform und der Art und

Dauer der Brennung45 abhängt. Solche Ziegel sind die billigsten und gleichzeitig die am

häufigsten verwendeten Baustoffe zur Herstellung von Kappendecken. Ihre Druckfestigkeit

kann zwischen 3.75 Mpa und 14.27 Mpa variieren [Tas04]. Sehr selten werden hochwertige,

maschinell hergestellte Ziegel verwendet. Diese können eine Druckfestigkeit von 20,39 Mpa

aufweisen [Tas04]. Wie schon erwähnt wurde, sind die Hersteller nicht verpflichtet, die

Festigkeitsklassen ihrer Mauersteine anzugeben. Bei der Ausführung der Kappendecke wird die

Wahl der verwendeten Mauerziegel dem Bauherrn überlassen. In der Norm 2800 wurde

lediglich darauf hingewiesen, dass die verwendeten Mauerziegel eine gute Qualität und eine

ausreichende Tragfähigkeit besitzen müssen [Cod99]. Damit sind Bauherren nicht verpflichtet,

Ziegelsteine mit einer definierten Güte zur Herstellung von Kappendecken zu verwenden.

45 Um Energie zu sparen, werden die Ziegel manchmal nicht ausreichend bzw. ungleichmäßig gebrannt.

Untersuchung der Kappendecke 107 Der verwendete Mörtel für die Ausführung der Ziegelgewölbe zwischen den Trägern besteht

aus Baugips und Lehmpulver, in der Regel in einem Verhältnis von 1:1. Beide Baustoffe werden

vor dem Vermischen auf der Baustelle durchgesiebt. Durch den Lehmanteil wird der

Verhärtungsprozess des Gipses verlangsamt sowie dessen Verbrauch reduziert, wodurch

Kosten gespart werden. Die Zusammensetzung des Mörtels ist nicht genormt, weswegen seine

Eigenschaften, abhängig vom Gips- und Wasseranteil, bei jeder Herstellung unterschiedlich

ausfallen können.

Neben den unterschiedlichen Eigenschaften der verwendeten Mauerziegel und Mörtel ist auch

die Ausführungsqualität sehr unterschiedlich. Die oben genannten Gründe führen zu einer sehr

unterschiedlichen Qualität der hergestellten Kappendecken. Sogar innerhalb eines Bauwerks

können die Decken sehr unterschiedliche Eigenschaften besitzen. Für die folgende

Untersuchung wird angenommen, dass die Kappendecke aus Mauerwerk der Güte MZ 12/II

hergestellt ist. Folgende mechanischen Werte wurden der Untersuchung zugrunde gelegt [vgl.

Mah04]:

Materialkennwerte:

Elastizitätsmodul E 3600 N/mm²

Poissonsche Zahl (Querdehnzahl) µ 0.15 N/mm²

Schubmodul G 1565 N/mm²

Druckfestigkeit fck 3.43 N/mm²

Zugfestigkeit ft 0.10 N/mm²

7.1.2 Lastannahmen

Das Eigengewicht der Decke ist unterschiedlich und hängt u.a. ab von der Überwachung der

Ausführung durch Ingenieure, der Höhe der verwendeten Stahlträger, sowie dem Verwenden

von Lehm oder leichten Zuschlägen bei der Herstellung von Gefällen. Im Folgenden werden die

Lastannahmen für die üblichen Decken berechnet. Die Lasten werden nach iranischer Norm

zusammengestellt [Map6]:

a) Eigengewicht

Das Eigengewicht der Innendecke setzt sich wie folgt zusammen46:

Betonsteine: 2 cm γ = 22.5 kN/m³ 0.45 kN/m² Zementmörtel: 3 cm γ = 21.0 kN/m³ 0.63 kN/m² Lehm 8 cm γ = 18.0 kN/m³ 1.44 kN/m² Gewölbe mit Mauerziegel: 10 cm γ = 17.5 kN/m³ 1.75 kN/m² Unterputz: Lehm und Gips 2 cm γ = 16.0 kN/m³ 0.32 kN/m² Gipsputz 1 cm γ = 13.0 kN/m³ 0.13 kN/m² Summe: g ≈ 4.75 kN/m²

46 Bei der Untersuchung der Kappendecke wurden der Trennwandzuschlag und das Eigengewicht der Stahlträger nicht berücksichtigt.


Für die Dachtrasse gilt:

Asphaltbeläge 2 cm γ = 22.0 kN/m³ 0.44 kN/m² Bitumen-Dachbahnen 0.10 kN/m² Zementmörtel 3 cm γ = 21.0 kN/m³ 0.63 kN/m² Gefälle: Lehm 8 cm γ = 18.0 kN/m³ 1.44 kN/m² Gewölbe aus Mauerziegel: 10 cm γ = 17.5 kN/m³ 1.75 kN/m² Unterputz: Lehm und Gips 2 cm γ = 16.0 kN/m³ 0.32 kN/m² Gipsputz 1 cm γ = 13.0 kN/m³ 0.13 kN/m² Summe: g = 4.81 kN/m²

Einheitlich wird für die Untersuchung der Decken ein Eigengewicht von g = 4.75 kN/m² angenommen. b) Verkehrslasten Für die Innendecke wird angesetzt: 2,0 kN/m²

Für die Dachtrasse gilt:

Schneelast:47 2,0 kN/m² Für die Gesamtbelastung ergibt sich damit: q = 6,75 kN/m²

7.1.3 Ermittlung der Erdbebenlasten

Die Erdbebenlasten werden mit dem Ersatzkraftverfahren nach Code 2800 ermittelt [Cod05]. Es

wird angenommen, dass die untersuchte Decke zu einem zweigeschossigen Bauwerk mit einer

Höhe von 6 m gehört.

Vertikale Komponente der Erdbebenlast

Nach Code 2800 ist die Berücksichtigung der vertikalen Komponenten der seismischen

Belastung nur in den folgenden Fällen erforderlich [Cod05]:

- Träger mit einer Spannweite größer als 15 m

- Träger mit konzentrierter Einzellast

- Balkone, die als Kragarm ausgeführt sind

Daher wird bei den vorliegenden Untersuchungen die vertikale Komponente der Erdbeben-

einwirkung nicht berücksichtigt.

Horizontale Komponente der Erdbebenlast

V = C W (1) C = A B I / R (2)

V: Scherkraft [kN]

C: Erdbeben-Koeffizient

W: Gesamtgewicht des Bauwerks

A: Bemessungswert der Bodenbeschleunigung in g m/s² (Tabelle 7) 47 Die Schneelast ist abhängig von der Dachneigung und den Schneezonen. Bei der Untersuchung der Kappendecke wird von einer maximal möglichen Schneelast für Flachdächer von 2.0 kNm² ausgegangen [Map6].

Untersuchung der Kappendecke 109 B: Antwortkoeffizient des Bauwerks

I: Bedeutungsbeiwert des Bauwerks, für Wohngebäude I =1

R: Verhaltungsbeiwert. Für unbewehrte Mauerwerksbauten schlägt Code 2800 kein R vor. ATC

3-06 empfiehlt 1.25 [ATC78]. Mogaddam schlägt einen Wert zwischen 0.5 und 1 vor [Mog01].

Dieser Vorschlag wird mit der schlechten Qualität und Ausführung der Mauerwerksbauten im

Iran begründet [Nat03]. In dieser Untersuchung wird R gleich 1 angenommen.

Zone Bemessungswert A der Bodenbeschleunigung in g

1 0,20 2 0.25 3 0,30 4 0.35

Tabelle 7: Erdbebenzonen mit zugehörigen Bodenbeschleunigungswerten

Antwortkoeffizient des Bauwerks (B)

B ist abhängig von der Eigenperiode des Gebäudes (T), der Bodenkategorie und den

Erdbebenzonen (s. Abbildung 73 und Abbildung 74).

B= 1+S( T/To ) 0 ≤ T ≤ To B = S +1 0 ≤ T ≤ To (3) B = (S+1)(Ts /T ) T ≥ Ts To, Ts und S sind Parameter, die von den Bodenkategorien und den Erdbebenzonen abhängig sind (vgl. Tabelle 8).

Zone 1 und 2 Zone 3 und 4 Bodenkategorien To Ts S S

I 0,1 0,4 1,5 1,5 II 0,1 0,5 1,5 1,5 III 0,15 0,7 1,75 1,75 IV 0,15 1,0 2,25 1,75

Tabelle 8: Parameterwerte zur Beschreibung des Antwortkoeffizienten B

Abbildung 73: Antwortkoeffizient des Bauwerks für verschiedene Bodenkategorien in den Erdbebenzonen 1 und 2


Abbildung 74: Antwortkoeffizient des Bauwerks für verschiedene Bodenkategorien in den Erdbebenzonen 3 und 4

Eigenschwingungsdauer des Bauwerks bei einer Höhe von 6 m [Cod05]:

3/40,05HT = (4)

T =0,19 s Die Werte B wurden für die Eigenschwingungsdauer von 0,19 s bei den unterschiedlichen

Baugrundklassen und Erdbebengzonen aus der Abbildung 73 und Abbildung 74 in Tabelle 9

zusammengefasst:

Baugrundklasse A = 0.20g A = 0.25g A = 0.30g A = 0.35g

I 2.50 2.50 2.50 2.50 II 2.50 2.50 2.50 2.50 III 2.75 2.75 2.75 2.75 IV 3.25 3.25 2.75 2.75

Tabelle 9: Die Werte für B in Abhängigkeit von Bodenkategorie und Erdbebenzonen

Gesamtgewicht des Bauwerks

Das Gewicht der Mauerwerkswände: Die Mindestmauerwerkswandfläche beträgt nach Code 2800 in jeder Richtung [Cod05]:

Im Erdgeschoss: 6 % der Grundrissflächen

Im Obergeschoss: 4 % der Grundrissflächen

Anteil der Mauerwerkswände für die untersuchte Decke mit einer Fläche von 16 m² und deren

Gewicht im jeweiligen Geschoss:

A

[m²] W x [m²] W y

[m²] W x +W y

[m²] h

[m] V

[m3] γ

[kN/m³] G

[kN] W wand EG 16 0.06.A 0.06.A 0.12 A 3 0.36 A 18 103.68 W wand OG 16 0.04.A 0.04.A 0.08 A 3 0.24 A 18 69.12 Tabelle 10: Das Gewicht der erforderlichen Wandfläche im Erdgeschoss und im Obergeschoss

Untersuchung der Kappendecke 111 Die nach Code 2800 für die Erdbebeneinwirkung anzusetzende Vertikallast:

G + 0.2 Q Nutzlast

W Decke EG: (4.75 kN/m² + 20% X 2.0 kN/m²) X 16 m² = 82.4 kN

W Decke OG: (4.75 kN/m² + 20% X 2.0 kN/m²) X 16 m² = 82.4 kN

WEG = 82.4 kN + 0.5 X (103.68 kN + 69.12 kN) =168.8 kN

WOG = 82.4 kN + 0.5 X 69.12 kN = 116.96 kN

Das Gesamtgewicht:

W = 103.68 kN + 69.12 kN + 82.40 kN + 82.40 kN = 337.6 kN

Stockwerkskräfte

Der Erdbebenkoeffizient C variiert in Abhängigkeit von der Baugrundklasse und den

Erdbebenszonen zwischen 0,5 g und 0,963 g (Tabelle 12): 0.5g ≤ C ≤ 0.963g (Tabelle 12)

Die maximale Gesamterdbebenkraft für jede Hauptrichtung beträgt:

V = 0.963 X 337.6 kN = 325.11 kN

Die Aufteilung der Gesamterdbebenlast erfolgt nach [Cod05]:

∑=

−= n

1jjj

iiti

hW

hW)F(VF (5)

Ft = 0,07.T.W für T ≤ 0.7 S Ft = 0,0 (6)

Wi: Das Gesamtgewicht der Decke i

Die maximale Stockwerkskräfte Fi in Quer- und Längsrichtung:

Decke über Geschoss

Wi [kN] Höhenlage hi [m]

Wi.hi [kNm] Wi.hi / ΣWjhj

V = C.V Fi [kN]

OG 116,96 6 701,76 0,58 325,11 188,6 EG 168,8 3 506,4 0,42 325,11 136,5

Tabelle 11: Stockwerkskräfte Fi in Quer- und Längsrichtung für C= 0,963

Die Stockwerkkräfte Fi für die unterschiedlichen Erdbeben-Koeffizienten in Abhängigkeit von

den Erdbebenzonen und Baugrundklassen sind in Tabelle 12 zusammengestellt: A=0,2g A=0,25g A=0,30g A=0,35g C=A.B.I/R 0,5 0,55 0,65 0.625 0,688 0,813 0,75 0,825 0,875 0.963 V =C.W 168,8 185,7 219,4 211,0 232,3 274,5 253,2 278,5 295,4 325,1 FOG [kN] 97,9 107,7 127,3 122,4 134,7 159,2 146,9 161,5 171,3 188,6 FEG [kN] 70,9 78,0 92,2 88,7 97,6 115,3 106,3 117,0 124,1 136,5 Tabelle 12: Stockwerkskräfte Fi für die unterschiedlichen C in Abhängigkeit von den Bemessungswerten der Bodenbeschleunigung und Baugrundklassen

Horizontale Belastung der Deckenscheibe

in

ij j

n

ij jtpi W

W

)FF(F

∑∑=

=+

= (7)


Fpi: Horizontale seismische Belastung der Deckenscheibe

Fj : Seismische Stockwerkkräfte

Wi: Das Gewicht der Deckenscheibe und die an ihr befestigten Teile sowie 20 % der Nutzlast

Wj: Das Gewicht des Stockwerks J

Für die Berechnung der horizontalen Belastung der Scheibe werden ihr eigenes Gewicht und

20 % der Verkehrslast berücksichtigt48 [Cod05]. Fpi beträgt bei A = 0,35g und Baugrund IV:

Fp1 = (136,5 + 188,6) X 82,4 / (168.8 +116,96) = 93,7 kN Fp2 = 188,6 X 82,4 / 116,96 = 132,9 KN (Für die Untersuchung ist dieser Wert maß-

gebend)

Analog wurde Fp2 für die unterschiedlichen C in Abhängigkeit der Bemessungswerte der

Bodenbeschleunigung und Baugrundklasse berechnet und in Tabelle 13 zusammengestellt:

A A=0,2g A=0,25g A=0,30g A=0,35g Baugrundklasse I-II III IV I-II III IV I-II III-IV I-II III-IV

C 0,5 0,55 0,65 0,625 0,688 0,813 0,75 0,825 0,875 0,963 V 168,8 185,7 219,4 211,0 232,3 274,5 253,2 278,5 295,4 325,1

Fp [kN] 69,9 75,8 89,7 86,2 94,9 112,2 103,5 113,8 120,7 132,9 Tabelle 13: Horizontale Belastung der Deckenscheibe in Abhängigkeit von Bodenkategorie und Erdbebenzonen

48 Annahme: Die Wände sind konstruktiv so ausgebildet, dass bei der horizontalen Beschleunigung des Bauwerks keine zusätzliche horizontale Last aus den Wänden auf die Deckscheiben einwirkt.

Untersuchung der Kappendecke 113 7.2 Untersuchung der Kappe unter vertikaler Flächenlast aus

Eigengewicht und Verkehrslast

Für die Untersuchung der Kappendecke wurde zunächst das Verhalten der Kappe zwischen

den Stahlträgern unter vertikaler Flächenbelastung aus Eigengewicht und Verkehrslast unter-

sucht. Betrachtet wurde ein Streifen der Kappendecke mit einer Breite von 20 cm und einer

Länge von 100 cm. Die Länge entspricht dem maximal zulässigen Abstand der Stahlträger

voneinander gemäß Code 2800 von Jahr 2005. Entsprechend der Kappendecke beträgt die

Dicke des Streifens 10 cm (s. Abbildung 75).

Abbildung 75: Wahl des Streifens aus der Deckenplatte zur numerischen Untersuchung

7.2.1 Modellierung eines Streifens der Kappendecke als Scheibe

Für die Untersuchung des gewählten Balkens unter Vertikallast wird der Balken als Scheibe

modelliert. Dadurch ist es möglich, den Verlauf der Hauptspannungen, die Entstehung der

Risse in den Elementen beim Überschreiten der Zugfestigkeit des Mauerwerks sowie den

Verlauf von Spannungen senkrecht zur vordefinierten Schnittflächen darzustellen. Es wird

angenommen, dass die Scheibe an ihren beiden Enden eingespannt ist. Dadurch ist die

Voraussetzung zur Ausbildung eines Druckgewölbes in der Scheibe sowie zur Aufnahme des

Gewölbeschubs in der Kappendecke gegeben. Die Scheibe wurde in Längsrichtung mit 20, und

in der Höhe mit acht Elementen modelliert. Das Verhältnis der Höhe zur Länge eines Elements

ist: 1.25 cm/ 5 cm = 0.25, und damit zulässig, da es größer als 1:5 des in Sofistik festgelegten

Grenzmalwerts ist [Sof06]. Die Quad-Flächenelemente haben eine Dicke von 20 cm.


7.2.2 Berechnung der Scheibe

System und Elementnetz:

Belastung:

Es wird eine gleichmäßig verteilte Flächenlast von 6,75 kN/m² angenommen (s. Kap. 7.1.2).

Diese entspricht für einen Balken aus der Kappendecke mit einer Breite von 20 cm einer

linearen Belastung von 1,35 kN/m. Der graphische Verlauf der Spannungen wird an zwei

Schnitten am Auflager und in der Feldmitte dargestellt, wo die Extremalwerte vorhanden sind

(Abbildung 76).

Abbildung 76: Schnittstellen für die Darstellung der Spannungsverläufe

Lineare Berechnung

Abbildung 77 zeigt die Hauptspannungen und Spannungen senkrecht zum Schnitt in Feldmitte

und am Auflager. Die Extremalwerte für die Hauptspannungen betragen -0,480…..0,307

N/mm².

Abbildung 77: Hauptspannungen und Spannungen senkrecht zum Schnitt bei einer linearen Berechnung

Da das Mauerwerk nicht in der Lage ist, eine so große Zugspannung aufzunehmen, ist eine

nichtlineare Berechnung erforderlich.

Untersuchung der Kappendecke 115 Prüfung des eingesetzten Programms

Durch folgende Berechnung der Scheibe wurde das eingesetzte Programm geprüft. Die

erzielten Ergebnisse aus der Berechnung nach FEM wurden mit den Ergebnissen aus der in

der Festigkeitslehre vorhanden Formeln für die Berechnung der beiderseitig eingespannten

Balken verglichen. Für einen beidseitig eingespannten Balken gilt:

Max M = q.l²/24 ; Min M = q.l²/12 ; W = b.h²/6 ; σ = ± M/W

Die Berechnung liefert für σ die folgenden Werte:

q [kN/m]

l [m]

b [m]

h [m]

W [m³]

Max M [kNm]

σ [N/mm²]

Min M [kNm]

σ [N/mm²]

1,35 1,0 0,2 0,1 3,33 10-4 0,05625 ± 0.169 0,1125 ± 0.338

Bei der FEM-Berechnung wurden alle Knoten in den Auflagern horizontal und vertikal

unverschieblich definiert. In Abbildung 78 sind die Extremalwerte für die Spannungen dar-

gestellt. Die Ergebnisse beider Berechnungen sind fast identisch.

Abbildung 78: Spannungen senkrecht zum Schnitt bei linearer Berechnung

Nichtlineare Berechnung der Scheibe

Die nichtlineare Untersuchung der Scheibe wurde für die Mauerwerks-Zugfestigkeiten von 0,10

N/mm² und 0,05 N/mm² durchgeführt. Anschließend wurden die Ergebnisse einander

gegenübergestellt, um den Einfluss der Zugfestigkeit des Mauerwerks an die Tragfähigkeit der

untersuchten Scheibe festzustellen.

Berechnung der Scheibe mit der Zugfestigkeit 0,10 N/mm²

Bei der schrittweisen Belastung verhält sich die Scheibe bis 2.0 kN/m² elastisch (Abbildung 79).

Die ersten Risse treten bei einer Flächenlast von 2.5 kN/m² in den oberen Elementen der

Auflager auf (Abbildung 80)49. Im Feld entstehen Risse bei einer linearen Belastung von 0,80

kN/m (4,0 kN/m²) an den unteren Elementen (Abbildung 81). Mit dem Entstehen der Risse

verschwinden die aufgenommenen Zugspannungen und die Kräfte werden umgelagert. In der

Scheibe bildet sich ein Gewölbe aus (Abbildung 83). Die vertikale Flächenlast wird durch

Druckspannungen an die Auflager weitergeleitet. Der entstehende Gewölbeschub ist größer als

die Vertikalkräfte (Tabelle 14). Abbildung 82 zeigt die Spannungen senkrecht zu den

Schnittflächen im Feld und in den Auflagerbereichen, sowie die Rissrichtungen in den

Elementen bei Belastungen von 3,0 bis 6,75 kN/m². Die Ergebnisse der Durchbiegungen und

der Auflagerkräfte sind in Tabelle 14 zusammengefasst. 49Das Eigengewicht der Kappendecke ohne Aufbau und Putz beträgt 1.75 kN/m² (vgl. Kap.7.1.2). Unter dieser Last entsteht in der Scheibe kein Riss.


Abbildung 79: Die Scheibe verhält sich bei einer Belastung von 2 kN/m² elastisch

Abbildung 80: Die ersten Risse entstehen bei einer Belastung von 2,5 kN/m²

Belastung

Nichtlineare Spannungen senkrecht zu den Schnitten und gerissene Elemente

3,0 kN/m² (0,60 kN/m)

3,5 kN/m² (0,70 kN/m)

4,0 kN/m² (0,80 kN/m)

Abbildung 81: Erste Risse im Feld entstehen bei einer Belastung von 4,0 kN/m²

Untersuchung der Kappendecke 117

Belastung


4,5 kN/m² (0,90 kN/m)

5,0 kN/m² (1,00 kN/m)

5,5 kN/m² (1,10 kN/m)

6,0 kN/m² (1,20 kN/m)

6,75 kN/m² (1,35 kN7m)

Abbildung 82: Spannung senkrecht zum Schnitt, gerissene Elemente und Rissrichtung bei Belastungen von 4,5-6,75 kN/m²

Abbildung 83: Hauptspannungen bei einer Belastung von 6,75 kN/m²


Berechnung der Scheibe mit der Zugfestigkeit von 0,05 N/mm²

Um den Einfluss der Zugfestigkeit auf die Tragfähigkeit der untersuchten Scheibe festzustellen,

wurde die Scheibe mit einer Zugfestigkeit von 0,05 N/mm² berechnet. Dabei konnten folgende

Beobachtungen gemacht werden: Bei der schrittweisen Steigerung der Belastung verhält sich

die Scheibe bis zu 1,0 kN/m² elastisch (Abbildung 84). Die ersten Risse treten bei einer

Belastung von 0,30 kN/m (1,5 kN/m²) in den nach Zug beanspruchten Elementen der Auflager

auf. Im Feld entstehen Risse bei einer Belastung von 0,40 kN/m (2,0 kN/m²) an den unteren

Elementen (s. Anhang 1). Die Ergebnisse der Berechnungen für die Zugfestigkeiten 0,1 N/mm²

und 0,05 N/mm² sind in der Tabelle 14 zusammengestellt.

Abbildung 84: Die Scheibe verhält sich bei einer Belastung von 1,0 kN/m² elastisch

Abbildung 85: Die ersten Risse entstehen bei einer Belastung von 1,5 kN/m²

σD senkrecht zum Schnitt Zugfestigkeit

[N/mm²] q

[kN/m²] Max. σD [N/mm²] Auflager

[N/mm²] Feld

[N/mm²]

Durchbiegung [mm]

Gewölbeschub [kN/m]

0,10 6,75 0,842 0,815 0,439 0,170 10,13 0,05 6,75 0,837 0,808 0,436 0,170 10,31

Tabelle 14: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen für die scheitrechten Kappen aus Mauerwerk mit Zugfestigkeiten von 0,10 N/mm² und 0,05 N/mm²

Untersuchung der Kappendecke 119 Tragfähigkeit der Kappe in Abhängigkeit von deren Spannweite und Dicke

Um den Einfluss der Trägerabstände und der Ziegelbreiten auf die Tragfähigkeit der Kappen-

decke festzustellen, wurden zusätzliche Berechnungen mit einem Trägerabstand von 80 cm

und einer Kappendicke von 10 cm, 11 cm und 11,5 cm durchgeführt. Die Ergebnisse sind in der

Tabelle 15 zusammengestellt:

σD senkrecht zum Schnitt Abstand der

Stahlträger [cm]

Dicke der Kappe [cm]

Zugfestigkeit [N/mm²]

Belastung [kN/m²] Auflager

[N/mm²] % Feld

[N/mm²] %

100 10,0 0,10 6,75 0,815 100 0.439 100 100 11,0 0,10 6,75 0,672 83 0,372 84 100 11,5 0,10 6,75 0,617 76 0,340 75 80 10,0 0,10 6,75 0,519 63 0,310 71 80 11,0 0,10 6,75 0,434 53 0,253 58 80 11,5 0,10 6,75 0,364 45 0,165 38

Tabelle 15: Extremwerte der Spannungen bei unterschiedlichem Trägerabstand und variabler Kappendicke Mit der Vergrößerung der Kappendicke von 10 cm auf 11,5 cm reduzieren sich die Spannungen

im Feld und am Auflager um ca. 25 % (s. Tabelle 15 ). Die Druckspannungen bei einer

Spannweite von 80 cm und einer Kappendicke von 11,5 cm betragen 45 % und 38 % der

Druckspannungen einer Kappe mit einer Spannweite von 100 cm und einer Dicke von 10 cm. In

diesem Fall entstehen keine Risse im Feldbereich.

7.2.3 Bewertung Unter Flächenlast entstehen in der Kappe an den Auflagern oben und in der Feldmitte unten

Risse. Damit bildet sich ein Gewölbe aus. Die Flächenlast wird durch das entstehende Gewölbe

über Druckspannungen an die Widerlager (Stahlträger) weitergeleitet. Die schräg wirkende

Druckkraft an den Auflagern kann in eine vertikale und horizontale Komponente der

Auflagerkraft zerlegt werden. Die vertikalen Kräfte werden vom Stahlträger aufgenommen. Die

horizontalen Kräfte heben sich bei angrenzenden Kappen auf. Am freien Ende von Endfeldern

müssen sie vom Widerlager aufgenommen werden können (s. Abbildung 83 und Abbildung 86).

Abbildung 86: Ausbildung eines Gewölbes bei der scheitrechten Kappe aus Mauerwerk [vgl. Ahn01]


Das Mauerwerk mit den Zugfestigkeiten von 0,10 N/mm² und 0,05 N/mm² liefert fast gleiche

Berechnungsergebnisse. Die geringe Zugfestigkeit des Mauerwerks hat auf die Tragfähigkeit

der Kappendecke bei vertikaler Flächenlast keinen Einfluss.

Die Tragfähigkeit der Kappe ist abhängig von deren Spannweite und Dicke. Bei einer Kappe

beispielsweise mit einer Spannweite von 80 cm und einer Dicke von 11,5 cm reduzieren sich

die Extremalwerte der Druckspannungen im Auflager und in der Feldmitte um mehr als 50 %

(Tabelle 15).

Untersuchung der Kappendecke 121 7.3 Die Untersuchung der Deckenscheibe unter horizontaler Belastung

In diesem Kapitel wird das Verhalten der Deckenscheibe unter horizontaler Belastung

untersucht. Dabei werden weder das Eigengewicht der Deckenscheibe und der Verkehrslast

(Schwerlast), noch die Plattenbeanspruchung der Decke durch Erdbeben berücksichtigt.

Die untersuchte Deckenscheibe

Bei der Ausführung der Kappendecke können die Stahlträger unterschiedlich verlegt werden,

sowohl in Längs-, als auch in Querrichtung des Bauwerks. Es besteht die Möglichkeit, die

Träger über mehrere Felder zu spannen, wodurch Material- und Schneidekosten reduziert

werden. Da viele Bauherren jedoch einen deckengleichen Unterzug bevorzugen, werden die

Träger oft feldweise gespannt. Diese werden im unteren Flansch der Unterzüge aufgelagert.

Ein weiterer Unterschied in der Ausführung liegt bei der Wahl der Ringanker, die nach Code

2800 aus Stahlbeton oder aus Stahlträgern bestehen dürfen [Cod05]. Die Abbildung 87 zeigt

eine Deckenscheibe mit Ringanker aus Stahlträgern. Die für die Untersuchung gewählte

Deckenscheibe mit einer Länge und Breite von 4 m entspricht den üblichen maximalen Spann-

weiten von Trägern und Unterzügen. Die Ringanker bestehen aus Stahlträgern. Damit ist auch

die Untersuchung der Kappendecken bei Stahlskelettbauten gedeckt. Die Untersuchungen

wurden für vierseitige und dreiseitige Lagerungen durchgeführt. Mit der dreiseitigen Lagerung

wurden die Fälle berücksichtigt, bei denen eine Seite wegen großen Öffnungen weder eine

aussteifende Wand noch ein horizontales Tragelement besaß, oder diese bei einem Erdbeben

ausgeschaltet wurden.

Abbildung 87: Untersuchte Deckenscheibe mit vierseitigen und dreiseitigen Lagerungen

Zuganker

Die Zuganker haben die Aufgabe, den entstehenden Gewölbeschub unter vertikaler Belastung

aufzunehmen (s. Kap. 7.2.3). Ihr Einfluss auf die Tragfähigkeit der Deckescheibe bei deren

horizontalen Beanspruchung wird in Kap. 7.3 ab und 7.4 untersucht. Der Code 2800 fordert die


Verankerung der Randträger im Abstand von ≤ 2m durch einen Rundstahl mit dem

Durchmesser von 14 mm. Bei einem 4 m langen Träger entspricht das der Verankerung in den

Mittelpunkten der Träger [Cod05].

Diagonalstäbe

Um die Scheibewirkung der Kappendecke bei den horizontalen Belastungen während eines

Erdbebens zu verbessern und ihre Tragfähigkeit zu erhöhen, muss nach dem Code 2800 die

Deckenscheibe mit Diagonalstäben ausgesteift werden (s. Kap. 5.5.1). Diese haben einen

Durchmesser von 14 mm [Cod05] und werden an den Stahlträgern verschweißt.

Die untersuchten Fälle

Im Folgenden wurde die Deckenscheibe für verschiedene Fälle untersucht, um den Einfluss

der Anordnung von Zugankern und der horizontalen Aussteifung auf ihre Tragfähigkeit

festzustellen:

• Deckenscheibe, vierseitig gelenkig gelagert

1. Ohne Zuganker

2. Mit Zugankern in den Mittelpunkten

3. Mit Zugankern in den Drittelpunkten

4. Mit Zugankern in den Mittelpunkten und ausgesteift mit Diagonalstäben

5. Mit Zugankern in den Drittelpunkten und ausgesteift mit Diagonalstäben

• Deckenscheibe, dreiseitig gelenkig gelagert

6. Mit Zugankern in den Mittelpunkten

7. Mit Zugankern in den Drittelpunkten

8. Mit Zugankern in den Mittelpunkten und ausgesteift mit Diagonalstäben

9. Mit Zugankern in den Drittelpunkten und ausgesteift mit Diagonalstäben

Abbildung 88 zeigt die untersuchten Fälle.

Belastung

Die Untersuchung erfolgte erst getrennt für die horizontalen Belastungen in x- und in y-

Richtungen (Fpx und Fpy). Anschließend wurde die Deckenscheibe bei gleichzeitiger Einwirkung

von Fpx und Fpy untersucht. Um dem unsymmetrischen Verhalten der Deckenscheibe Rechnung

zu tragen, wurden die dreiseitig gelagerten Fälle (Fälle 6- 9) unter den Lastkombinationen Fpx ±

Fpy untersucht50. Die Anfangsbelastung betrug 10 kN. Dies entspricht einer horizontalen

Flächenbelastung von p = 0,675 kN/m². Nach jeder Berechnung wurde die Last um 10 kN

erhöht. So kann das lineare Verhalten der Scheibe bei kleineren Belastungen dargestellt und

die Entstehung der ersten Risse festgestellt werden. Um die genaue Risslast der

50 Um den Versuch zu vereinfachen, wurden bei der gleichzeitigen Einwirkung von Fpx und Fpy für beide Komponenten die gleichen Größen eingesetzt.

Untersuchung der Kappendecke 123 Deckenscheibe zu bestimmen, wurde das Intervall des letzten lineraren und ersten nicht-

linearen Verhaltens der Deckenscheibe genauer untersucht.

Fälle Fälle

Fälle

1

4

7

2

5

8

3

6

9

Abbildung 88: Die untersuchten Fälle

Die horizontalen Flächenbelastungen werden durch das Programm „Sofistik“ in Knotenlasten

umgewandelt (s. Abbildung 89), welche identisch sind mit den im Falle eines Erdbebens durch

Beschleunigung der Masse entstehenden Kräften. Die Deckenscheibe wurde durch ein FEM-

Netz mit einer Maschenweite von 20 cm ausgebildet.

Abbildung 89: Horizontale Flächenbelastungen werden in Knotenbelastungen umgewandelt.


7.3.1 Dreiseitig gelagerte Deckenscheibe mit Zugankern in den Mittelpunkten und Diagonalstäben ( Fall 8)

An dieser Stelle wurde die Untersuchung des Falls 8 exemplarisch dargestellt. Die Berech-

nungsergebnisse der anderen neun Fälle sind in Anhang 2 aufgelistet.

Berechnung der Decke unter horizontaler Belastung in x-Richtung (Fpx)

Fpx verläuft parallel zum Stahlträger. Die Deckenscheibe verhält sich bei einer schrittweisen

Belastung ab 10 kN (entspricht einen Flächenbelastung von 0,625 kN/m²) bis zu einer

horizontalen Last von 42 kN elastisch. Abbildung 90 zeigt den Verlauf der Hauptspannungen

vor und nach dem Entstehen der Risse. Die Extremwerte für lineare Spannungen betragen

0,103 N/mm² und 0,10 N/mm². Bei Fpx = 43 kN wird die Zugfestigkeit des Mauerwerks über-

schritten und erste Risse entstehen. Dadurch wächst die Größe der Druckspannung schlagartig

von 0,103 N/mm² auf 0,949 N/mm² (s. Tabelle 16). Mit dem Zuwachs der Belastung wachsen

die Anzahl der gerissenen Elemente sowie die max. Rissbreiten. In Abbildung 91 sind die

gerissenen Elemente und Rissrichtungen sowie die Extremwerte für die Knoten-verschiebungen

und max. Druckspannungen unter den Belastungen Fpx = 50 kN bis Fpx = 110 kN zusammen-

gestellt. Trotz der Entstehung der Risse bleibt die Scheibe bei einer horizontalen Belastung bis

180 kN tragfähig.

Abbildung 90: Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpx = 42 kN und Fpx = 43 kN

Belastung

[kN] σI σII

42 0,10 N/mm² -0,0971 N/mm² 43 0,0972 N/mm² -0,949 N/mm²

Tabelle 16: Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse


Belastung: Fpx = 50 kN Belastung: Fpx= 60 kN

Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 0,661 y: -0,774 1,10 x: 0,854 y: -0,938 1,35

Belastung: Fpx = 70 kN Belastung: Fpx = 80 kN

Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 1,14 y: -1,14 1,57 x: 1,40 y: -,135 1,79

Belastung: Fpx = 90 kN Belastung: Fpx = 100 kN


Abbildung 91: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen Belastung Fpx


Berechnung der Decke unter horizontaler Belastung in y-Richtung (Fpy)

Die Deckescheibe verhält sich bis zu einer Belastung von 85 kN elastisch (Abbildung 92). Die

Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse sind in der

Tabelle 17 zusammengestellt. Abbildung 94 zeigt die Rissrichtungen in den betroffenen

Elementen bei den Belastungen 90 kN bis 140 kN.

Abbildung 92: Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpy = 85 kN und Fpy = 86 kN

Belastung [kN] σI σII

85 0,0996 N/mm² -0,102 N/mm² 86 0,0987 N/mm² -0,530 N/mm²

Tabelle 17: Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse

Berechnung der Decke unter horizontalen Belastungen in x- und y-Richtungen

Bei einer gleichzeitigen Belastung der Deckenscheibe in x- und y-Richtungen entstehen Risse

ab [30 -30] kN mit einer Druckspannung von 0,806 (Abbildung 93). Abbildung 94 zeigt die

gerissenen Elemente bei den Belastungen von [30 -30] kN bis [80 – 80] kN.

Abbildung 93: Hauptspannungen bei der Belastung [29 -29] kN und [30 -30] kN


Belastung: Fpy = 90 kN Belastung: Fpy = 100 kN

Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 0,128 y: -0,776 0,562 x: 0,159 y: 0,957 0,689


Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 0,188 y: 1,29 0,811 x: 0,214 y: 1,44 0,908


Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 0,239 y: 1,69 1,01 x: 0,260 y: -1,77 1,09

Abbildung 94: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen Belastung Fpy


Belastung: [30 -30] kN Belastung: [40 -40] kN



Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] Max. Knotenverschiebung [mm] Max. σD [N/mm²] x: 0,830 y: -1,08 1,43 x: 0,1,0 y:- 1,32 1,74



Abbildung 95: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen Belastung [Fpx Fpy]

Untersuchung der Kappendecke 129 7.3.2 Bewertung

Im Folgenden wird der Einfluss der horizontalen Aussteifung und der Anordnung der Zuganker

auf das Verhalten der Deckenscheibe bei horizontaler Beanspruchung bewertet. Dazu werden

die Ergebnisse der Berechnungen der untersuchten Fälle miteinander verglichen.

Entstehen der Risse

Bis zu einer bestimmten horizontalen Belastung, die hier „Risslast“ genannt wird, bleibt die

Scheibe linear, danach entstehen erste Risse. Die Risslast der Deckenscheibe ist abhängig von

den Auflagerbedingungen (vierseitig- oder dreiseitige Lagerung), der Lastrichtung und

Lastkombinationen sowie der Zugfestigkeit des Mauwerks. Die Anordnung der Zuganker hat

keinen Einfluss auf das Entstehen des ersten Risses in der Deckenscheibe. Abbildung 96 und

Abbildung 97 zeigen die Risslasten der Deckenscheibe für die Fälle mit und ohne Zuganker.

Durch die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe mit Diagonalstäben werden die

Risslasten maximal um 1 kN größer (s. Abbildung 98). Diese geringfügige Änderung ist

vernachlässigbar. In den Fällen 8-9 bleibt die Risslast im Vergleich zu den Fällen 6-7

unverändert(s. Abbildung 99 und Abbildung 100). Damit hat die Anordnung der Zuganker und

der Diagonalstäbe keinen Einfluss auf die Höhe der Risslast und das Entstehen der ersten

Risse in der Deckenscheibe.

Fälle

1

2

3

Belastung: Fpx + Fpy

Abbildung 96: Einfluss der Zuganker bei horizontalen Belastungen

Maximale Druckspannung

Mit der Anordnung der Zuganker an den Randfeldern reduziert sich die entstandene maximale

Druckspannung in der Deckenscheibe. Abbildung 96 und Abbildung 97 zeigen den Verlauf der

Druckspannungen für die Fälle mit und ohne Zuganker. Die maximale Differenz beträgt für die

Fälle 1-3 14 % und 23 % sowie für die Fälle 6-7 13 %. Ab einer Belastung von 110 kN bei den

Fällen 1-3 bzw. von 70 kN bei den Fällen 6-7 nähern sich die Druckspannungen der

Mit dem Zuwachs der Belastung vergrößert sich die durch Max. σD beanspruchte Fläche in der Ecke, bis die Deckenscheibe als Tragelement ausgeschaltet ist.


Deckenscheibe an. Die maximale Druckspannung bleibt konstant und entsteht in einer Ecke der

Deckenscheibe. Diese Fläche wird mit der Erhöhung der horizontalen Last größer, bis die

Deckenscheibe als Tragelement ausgeschaltet wird.

Fälle

6

7

Belastung: [Fpx - Fpy]

Abbildung 97: Einfluss der Zuganker bei horizontalen Belastungen

Die Anordnung der Diagonalstäbe bei Deckenscheiben mit vierseitiger Lagerung hat kaum

Einfluss auf die Größe der maximalen Druckspannung. Abbildung 98 zeigt die max.

Druckspannungen bei horizontalen Belastungen für die Fälle 2 und 4. Die maximale Differenz

beträgt 7 % bei einer Belastung von 80 kN. Bei den Fällen 6 und 8 beträgt die Differenz der

maximalen Druckspannung ebenfalls 7 % (bei den Fällen 7 und 9 beträgt die Differenz der

maximalen Druckspannung 6 %) (s. Abbildung 99 und Abbildung 100).

Fälle

2

4

Belastung: Fpx + Fpy

Abbildung 98: Einfluss der Diagonalstäbe bei vierseitiger Lagerung der Deckenscheibe

Traglast

Die Deckenscheibe ohne Zuganker besitzt in y-Richtung (senkrecht zur Trägerachse) eine viel

kleinere Traglast als in x-Richtung (parallel zur Trägerachse). Mit der Anordnung der Zuganker

erhöht sich die Traglast der Deckenscheibe von 80 kN auf 200 kN. Die horizontale Traglast der

Deckenscheibe für die Fälle 6-9 bei gleichzeitiger Belastung in x- und y-Richtungen sind in

Tabelle 18 zusammengestellt.

Untersuchung der Kappendecke 131 Wie schon erwähnt, wurde die Berechnung ohne Berücksichtigung der Schwerlast oder der

Plattenbeanspruchung der Deckenscheibe durch Erdbeben durchgeführt. In Kap. 7.4 wird das

Verhalten der Kappendecke unter gleichzeitiger Beanspruchung von Schwerlast und

horizontalen Lasten untersucht.

Fälle

6

8

Belastung: [Fpx-Fpy]

Abbildung 99: Einfluss der Diagonalstäbe bei dreiseitiger Lagerung der Deckenscheiben mit Zugankern in den Mittelpunkten

Fälle

7

9

Belastung: [Fpx-Fpy]

Abbildung 100: Einfluss der Diagonalstäbe bei dreiseitiger Lagerung der Deckenscheiben mit Zugankern in den Drittelpunkten

121,95 kN 151,25 kN 141,25 kN 155,50 kN

Tabelle 18: Horizontale Traglast der Deckenscheibe und Einfluss der Anordnung der Zuganker und der Diagonalstäbe bei gleichzeitiger Belastung in x-und y-Richtungen


oben unten

7.4 Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten

In Kapitel 7.3 wurde die Deckenscheibe unter horizontalen Belastungen untersucht. Die Haupt-

aufgabe der Kappendecke ist jedoch die Aufnahme vertikaler Belastungen. Um diese zu

berücksichtigen wurde bei der Untersuchung unter horizontalen Einwirkungen eine konstante

vertikale Flächenbelastung von q = 6,75 kN/m² angenommen

7.4.1 Modellierung der Decke

Im letzten Kapitel wurde die Deckenscheibe mit den Elementen 20 cm x 20 cm vernetzt.

Obwohl diese Netzeinteilung für die Untersuchung der Deckenscheibe unter horizontalen Belas-

tungen ausreichend ist, ermöglicht sie nicht, die Entstehung der Gewölbe unter vertikalen

Einwirkungen genau zu untersuchen und die entstehenden Druckspannungen ausreichend

genau zu erfassen. In diesem Kapitel musste eine passende Netzteilung gewählt werden, die in

der Lage ist, die Bildung der Gewölbe in der Decke unter vertikalen Einwirkungen abzubilden,

und deren Ergebnisse keine großen Abweichungen von denen der in Kapitel 7.2 untersuchten

Scheibe haben. Die Kappendecke zwischen den Stahlträgern wurde in zehn Elemente mit 10

cm x 20 cm eingeteilt, von denen diejenigen an den Auflagern halbiert wurden. Das

Seitenverhältnis der Quad-Flächenelemente im Auflagerbereich beträgt 1:4 und sonst 1:2 und

ist zulässig, da nach Sofistik der Grenzmalwert 1:5 nicht unterschreiten darf [Sof06].

Nichtlineare Berechnung eines Balkens mit geschichteten und normalen Flächenelementen

Für die Berechnung wurde ein Streifen der Kappendecke mit einer Breite von 20 cm und einer

Länge von 100 cm gewählt. Die Belastung beträgt 1,35 kN/m, was 6,75 kN/m² entspricht

(vgl.Kap.7.2). Laut Sofistik-AQUA Version 14.6 ist es möglich, die Flächenelemente mit bis zu

zehn unterschiedlichen Schichten zu definieren [Aqu06]. Für die Untersuchung wurde ein

Element aus acht gleichen Schichten gewählt. Die Berechnung wurde sowohl für geschichtete,

als auch für normale Flächenelemente durchgeführt, um deren Ergebnisse miteinander zu

vergleichen. Da diese identisch waren (s. Abbildung 101b), ist eine Modellierung mit

geschichteten Quad-Flächenelementen nicht erforderlich.

Abbildung 101: a) Netzeinteilung der untersuchten Kappendecke und ein Streifen der Kappendecke b) Horizontale Auflagerkräfte und Extremwerte der Druckspannungen für die gewählten Balken :

Untersuchung der Kappendecke 133 Abbildung 102 zeigt den Druckspannungsverlauf in den Elementen im Auflager und in der

Feldmitte.

Abbildung 102: Verlauf der Spannungen in den Auflager- und Feldelementen des Balkens bei einer Animation Ein Vergleich der Ergebnisse der nichtlinearen Berechnung mit den Ergebnissen aus Kapitel

7.2.2 zeigt, dass Abweichungen von 3 % bis max. 9 % vorliegen (s. Tabelle 19). Am größten ist

der Unterschied bei den Spannungen im Auflagerbereich. Dies liegt daran, dass die Elemente

der Balken mit einer Breite von 5 cm größer sind als die Scheibenelemente mit 2,5 cm (s. Kap.

7.2). Um den Rechenaufwand der nichtlinearen Berechnungen möglichst gering zu halten und

gleichzeitig die Spannungen im Auflagerbereich zu erfassen, wird für die weitere Untersuchung

der Kappendecke die oben genannte Netzeinteilung verwendet.

Belastung

[kN/m²] Max.

Druckspannung in Auflager [N/mm²]

Max. Druckspannung im

Feld [N/mm²]

Durchbiegung [mm]

Horizontale Auflagerkraft

kN/m Balken 6.75 0.744 0.450 0.162 9.58 Scheibe51 6.75 0.815 0.439 0.170 10.13 Tabelle 19: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnung eines Streifens der Kappendecke als Balken und der Scheibe (s. Kapitel 7.2.2)

51 Die Ergebnisse aus der nichtlinearen Berechnung für die Scheibe in Kapitel 7.2.2


7.4.2 Untersuchung der Kappendecke, vierseitig gelagert (Fall 1- 5)

Der Fall 4 entspricht den Bestimmungen des Codes 2800 und wird an dieser Stelle ausführlich

behandelt um festzustellen, ob mit den dort eingehaltenen Maßnahmen die Erdbebesicherung

der Kappendecke gegeben ist. Die Ergebnisse der anderen vier Fälle sind in Anhang 2 wieder-

gegeben.

Kappendecke mit Zugankern in den Mittelpunkten und Diagonalstäben (Fall 4)

Bei der Untersuchung wurde eine lineare Berechnung durchgeführt um zu zeigen, dass dieses

Verfahren nicht geeignet ist. Anschließend wurden die Traglasten der Deckenscheibe für die

verschiedenen Richtungen ermittelt. Dabei wurde erst die vertikale Traglast ermittelt ohne die

horizontalen Einwirkungen zu berücksichtigen. Bei der Berechnung der horizontalen Traglasten

wurde die Einwirkung einer konstanten Flächenlast von q = 6,75 kN/m² angenommen. Die

Traglasten wurden durch material und geometrisch nichtlineare Berechnungen ermittelt (vgl.

Kap. 7- Einführung). Anschließend wurden die Ergebnisse für verschiedene Lastkombinationen

zusammengestellt.

Lineare Berechnung

Tabelle 20 zeigt die Ergebnisse der linearen Berechnung der Decke bei einer Flächenbelastung

von q = 6,75 kN/m².

Hauptspannungen [N/mm²]

Knotenverschiebungen [mm]

oben unten x y z

Stab- verschiebung z

[mm]

-1,48....1,48 -1,48….1,48 0.0 0.0 11.9 11.9 Tabelle 20: Ergebnisse der linearen Berechnung der Kappendecke bei einer Belastung von q

Die Hauptspannungen in der Decke (oben und unten) sind in Abbildung 103 abgebildet. Die

Abbildung 104 zeigt den Verlauf von mxx und myy mit den zugehörigen Maximalwerten sowie

den Verlauf der My für die Stahlträger. Der mittlere Stahlträger mit den maximalen Momenten

7,96 kNm trägt 3,98 kN/m von q = 6.75 kN/m. Die anderen beiden Stahlträger mit den

maximalen Momenten 5,81 kNm tragen 2,91 kN/m. Bei der linearen Berechnung wird ein Teil

der vertikalen Flächenbelastung durch die Plattenwirkung der Decke getragen. Beim

Mauerwerk ist dies jedoch nicht möglich. Nachdem die Zugfestigkeit des Mauwerks

überschritten wird, entstehen Risse und im Mauerwerk bilden sich zwischen den Stahlträgern

Druckgewölbe. Wie bereits in Kap. 7.2.3 erklärt wurde, wird die schräg wirkende Kraft an den

Auflagern in eine vertikale und horizontale Komponente der Auflagerkraft zerlegt. Die vertikalen

Kräfte werden vom Stahlträger aufgenommen. Diese Tatsache kann bei einer linearen

Untersuchung der Kappendecke 135 Berechnung nicht berücksichtigt werden. Außerdem kann eine kleine vertikale Knoten-

verschiebung zum Versagen der scheitgerechten Kappendecke führen. Deshalb wurde die

Untersuchung, wie bereits beschrieben, mit einer material- und geometrisch nichtlinearen Be-

rechnung durchgeführt (vgl. Kap. 7.2).

Abbildung 103: Hauptspannungen oben und unten bei einer linearen Berechnung

Abbildung 104: Der Verlauf der mxx und myy in der untersuchten Deckenplatte und der Verlauf der My für die Stahlträger bei der linearen Berechnung

Traglast

Bei der scheitrechten Kappendecke wird die Flächenlast durch das entstehende Gewölbe über

Druckspannungen an die Widerlager (Stahlträger) weitergeleitet. Wie bereits in Kap. 7.2.3

erklärt wurde, wird die schräg wirkende Kraft an den Auflagern in eine vertikale und eine

horizontale Komponente der Auflagerkraft zerlegt.


Der seitliche Gewölbeschub an den freien Enden der Endfelder muss von den Stahlträgern

aufgenommen werden. Dadurch entstehen Verformungen an den Randträgern. Mit dem

Zuwachs der vertikalen Belastungen wächst auch der dadurch entstehende Gewölbeschub.

Dieser ruft an den Randträgern größere horizontale Durchbiegungen hervor. Horizontale

Belastungen führen dabei zu einer zusätzlichen Verformung der Randträger. Die maximale

Last, unter der die Entstehung eines Druckgewölbes noch möglich ist, wird Traglast genannt.

Sobald die Ausbildung eines Druckgewölbes aufgrund einer zu großen Verformung der

Stahlträger nicht mehr möglich ist, stürzt die Decke ein.

Zur Feststellung der Traglast wird die nicht lineare Berechnung bei der vertikalen Last mit q = 1

kN/m², und bei den horizontalen Lasten mit Fpx = 10 kN und Fpy = 10 kN, wobei eine konstante

vertikale Belastung von 6,75 kN/m² angenommen wird, gestartet und eine Traglastiteration

durchgeführt. Die Last wird jeweils um den Faktor 1.0 erhöht, wenn die letzte Laststufe als stabil

erkannt wurde. Ansonsten wird der letzte Lastschritt halbiert. Die Abbildung 105 zeigt die Zu-

sammenstellung der Traglastiterationen für die vertikale Traglast.

Abbildung 105: Die Zusammenstellung der Traglastiterationen

Vertikale Traglast der Decke

Die vertikale Traglast der Decke beträgt 8,50 kN/m² (s. Abbildung 105 und 106a), und ist damit

größer als q = 6,75 kN/m².

Horizontale Traglast der Decke bei einer konstanten Belastung von q = 6,75 kN/m²

Bei der Annahme einer konstanten vertikalen Flächenbelastung von 6,75 kN/m² besitzt die

Decke im untersuchten Fall eine horizontale Traglast von:

- in x- Richtung Fpx = 151,3 kN. Das entspricht einer Flächenlast von px = 9,46 kN/m².

- in y- Richtung Fpy = 180,0 kN. Das entspricht einer Flächenlast von py = 11,25 kN/m².

Untersuchung der Kappendecke 137 Bei den gleichzeitigen Belastungen der Decke in x- und in y-Richtungen beträgt die Traglast

Fpx = Fpy = 93,75kN (s. Abbildung 106b). Das entspricht einer Flächenlast von px = py = 5,86

kN/m². Dies ist die kleinste Traglast und daher maßgebend.

Abbildung 106: a) Die vertikale Traglast der Decke b) Horizontale Traglast der Decke bei gleichzeitiger Belastung in x- und y-Richtungen

Nichtlineare Berechnung der Decke

Die Decke wird für die folgenden Lastkombinationen berechnet:

Belastung LF 1 LF 2 LF 3 LF 4 LF 5 LF 6

q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] -- 50 60 70 80 90 Fpy [kN] -- 50 60 70 80 90

Tabelle 21: Lastkombinationen für die Berechnungen

Die horizontalen Belastungen wurden in beiden Richtungen als gleich groß angenommen. Sie

beginnen mit Fpx = Fpy = 50 kN und werden schrittweise um 10 kN erhöht, bis die vorhandene

Traglast erreicht ist.

Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen

Die Maximalwerte der Spannungen, Normalkräfte der Zuganker und Diagonalstäbe sowie

Knotenverschiebungen sind in Tabelle 22 zusammengefasst. Die Knotenverschiebungen sind in

x- Richtung sehr gering. Die Verschiebung in y-Richtung wird hauptsächlich durch

Gewölbeschub verursacht. Eine kleine horizontale Verschiebung kann die Tragfähigkeit der

Decke negativ beeinflussen. Die maximale Durchbiegung der Decke findet in den mittleren

Feldern statt. Die relative Verschiebung der Kappe zu den Stahlträgern ist in den Randfeldern

größer als in den mittleren Feldern (s. Abbildung 107).


Abbildung 107: Die Knotenverschiebung in z-Richtung bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m² (LF 1)


Normalkraft [kN]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten Zuganker D. Stab x y z z LF 1 -4,13 0,984 -2,23 0,098 25,1 3,75 0,211 1,94 20,5 19,6 LF 2 -4,16 0,099 -2,23 0,099 26,8 4,55 0,112 2,22 20,7 19,6 LF 3 -4,15 0,098 -2,23 0,099 26,1 4,80 0,110 2,23 20,7 19,6 LF 4 -4,17 0,098 -2,23 0,100 26,4 5,06 0,107 2,44 20,8 19,6 LF 5 -4,16 0,094 -2,23 0,099 26,8 5,32 0,104 2,57 20,8 19,6 LF 6 -4,16 0,098 -2,23 0,10 27,2 5,61 0,101 2,71 20,9 19,6 Tabelle 22: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Diagonalstäbe und Knotenverschiebungen sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung

Die Höhenflächen für die Druckspannungen zeigen konzentrierte Druckspannungen in den

Randfeldern (s. Abbildung 108):

Abbildung 108: Höhenfläche für die Druckspannungen LF 1 und LF 6

Untersuchung der Kappendecke 139 Abbildung 109 zeigt die Hauptspannungen der Decke (oben und unten) bei einer Belastung von

q = 6,75 kN/m² (LF 1) und LF 2:

LF oben unten

LF 1

LF 2

Abbildung 109: Hauptspannungen oben und unten für LF 1 und LF 2

Um die Entstehung der Risse und Druckgewölbe in der Decke abzubilden und die Extremwerte

in den Schnitten festzustellen, wurden drei Schnitte in der Decke durchgeführt. Diese laufen

senkrecht zu den Stahlträger in x = 1,25 m, 2 m und 2,75 m. Durch Schnitt I bis III werden durch

unsymmetrische horizontale Einwirkungen hervorgerufene Änderungen der Spannungen

dargestellt. Der Schnitt II läuft in der Mitte der Decke entlang, wo die größten Druckspannungen

entstehen52. Die Abbildung 110 zeigt die Spannungen in Schnittrichtungen für LF1 und LF 6. Die

Extremwerte der Druckspannungen in den Schnittrichtungen wurden in der Tabelle 23 zu-

sammengefasst. Die maximale Druckspannung entsteht im Schnitt II.

52 Bei den Fällen mit den Zuganker in den Drittelpunkten entstehen die größte Druckspannungen in den Dritteln der Randfelder


Bei allen Lastkombinationen sind die zulässigen Druckspannungen in allen Schnitten über-

schritten. Durch myy entstehen in der Kappendecke oben Druckspannungen und unten Risse,

die senkrecht zu den Stahlträgern verlaufen (s. Abbildung 111 bis Abbildung 113).

LF oben unten

LF 1

LF 6

Abbildung 110: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF 1 und LF 6

Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall

oben unten oben unten oben unten LF 1 1,81 0,935 3,85 1,41 1,81 0,936 LF 2 1,92 1,07 3,82 1,42 1,30 1,04 LF 3 2,04 1,14 3,89 1,44 1,27 1,01 LF 4 2,17 1,16 3,97 1,44 1,25 0,991 LF 5 2,24 1,191 3,91 1,38 1,24 0,960 LF 6 2,28 1,16 3,90 1,40 1,22 0,940

Tabelle 23: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten


Abbildung 111: Spannungen senkrecht zu den Schnitten (oben und unten) für LF 1

Die entstehenden Risse oben und unten sind in den Abbildung 112 und Abbildung 113

dargestellt. Mit der Zunahme der horizontalen Lasten steigt die Anzahl der gerissenen Elemente

oben in der Decke. Dadurch entstehen durchgehende Risse in den Fugen des Mauerwerks.

Die Zugspannung der Zuganker beträgt:

LF 1: σz = 25,1 kN/ 1,54 cm² = 16,24 kN/cm² > zul σz = 14,4 kN7m² 53

LF 6: σz = 27,2 kN/ 1,54 cm² = 17,66 kN/cm² > zul σz = 14,4 kN7m²

In beiden Fällen sind die Zugspannungen der nach der iranischen Norm zulässigen Werte

überschritten.

53 Iranian National Building Code Part 10, Steel Structures. zul σz= 0,6 Fy [Inb03]


LF oben unten

LF 1

LF 2

LF 3

Abbildung 112: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten bei den Lastfällen 1 bis 3


LF oben unten

LF 4

LF 5

LF 6



Die Auswirkung von q + Fx + Fy auf die Tragfähigkeit der Kappendecke

Beim Vergleich der Berechnungsergebnisse der Decke unter LF 1 und LF 6 (s. Abbildung 110)

zeigt sich, dass die horizontale Belastung kaum einen Einfluss auf die maximalen

Druckspannungen hat, da sich die Werte beider Fälle nur geringfügig unterscheiden. Um

herauszufinden, warum sich dies so verhält, sowie an welcher Stelle und in welchem Ausmaß

die horizontale Belastung stattdessen wirkt, wurde die Decke zunächst für die Belastungen Fx =

90 kN, Fy = 90 kN und Fx + Fy berechnet (s.Abbildung 115-Abbildung 117). Hierfür wurden, wie

bereits in Kap. 7.3 erwähnt (vgl. S. 123), die horizontalen Belastungen Fx, Fy, Fx + Fy in

Knotenlasten verteilt (s.Abbildung 114):

Fx

Fy

Fx + Fy

Abbildung 114: Die horizontalen Belastungen Fx, Fy, Fx + Fy als verteilte Knotenlasten


Belastung: Fx = 90 kN ≙ 5,625 kN/m²

Hauptspannungen

Schnitt I σx

Schnitt II σx Schnitt III σx

Schnitt IV σx

Schnitt V σx

Zur Kontrolle der Berechnung: Fx = ∑ Aufl. x; 90 kN ≈ 89,96 kN

N

Abbildung 115: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fx

Fs1

Fs2

Q

Diagonalstab

Zuga

nker

Aufl. = 44,969

Aufl. = 44,969

σD = 1,23 N/mm²

σD = 1,23 N/mm²


Belastung: Fy = 90 kN ≙ 5,625 kN/m²

Hauptspannungen

Schnitt I σy

Schnitt II σy Schnitt III σy

Schnitt IV σy

Schnitt V σy

Zur Kontrolle der Berechnung: Fx = ∑ Aufl. x; 90 kN ≈ 89,96 kN

Abbildung 116: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fy

Fs3

Fs2

Fs1

Fs3

Fs2

Fs1

Z

ugan

ker

Diagonalstab

Q

M

Auf

l. =

45,0

3

A

ufl.

= 45

,03

σD = 0,767 N/mm² σD = 0,767 N/mm²

N

Untersuchung der Kappendecke 147 Belastung: Fx + Fy

Hauptspannungen

Schnitt I σy

Schnitt II σy Schnitt III σy

Schnitt IV σx

Schnitt V σx

Zur Kontrolle der Berechnung: Fx = ∑ Aufl. x; 90 kN ≈ 89,95 kN und Fy = ∑ Aufl. y; 90 kN ≈ 90,03 kN

Abbildung 117: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fx + Fy

Fs1

Fs2

Fs3

Q

Fs1

Fs2

Fs3

Diagonalstab

Zuga

nker

σD = 1,91 N/mm² Aufl. = 39,49 kN

Aufl. = 50,46 kN

Auf

l. =

50,5

2 kN

Auf

l. =

39,5

1 kN

M

N


Anhand der Berechnungsergebnisse wird deutlich, dass die max. Spannungen unter

horizontalen Belastungen und LF 1 an unterschiedlichen Stellen entstehen. Unter horizontalen

Belastungen bilden sich die max. Druckspannungen in den Ecken der Decke:

Belastung Max. σD Stelle

Fx 1,23 In Felder 1b und 4b in den Ecken B und C (s. Abbildung 115)

Fy 0,767 In Felder 4a und 4b in den Ecken A und B (s. Abbildung 116)

Fx + Fy 1,9154 In Feld 4b in der Ecke B (s. Abbildung 117)

Dagegen wird die Decke unter LF 1 in der Mitte der Felder am stärksten beansprucht. Die

maximalen Druckspannungen entstehen in der Mitte der Randfelder (s. Abbildung 108 und

109). Dort beträgt σy unter Fx + Fy 0,0578 N/mm² im Feld 1, bzw. 0,003 N/mm² im Feld 4 (s.

Abbildung 117 Schnitt II). Aufgrund dieser kleinen Spannungen kommt es nur zu einer

geringfügigen Veränderung der max. σy unter LF 655(s. Abbildung 110).

Die Einwirkung der horizontalen Belastung ist jedoch bei der Betrachtung der Hauptspannung

unter LF6 (s. Abbildung 118) erkennbar. Im Gegensatz zu LF 1 (s. Abbildung 109) verlaufen die

Hauptspannungen dort nicht symmetrisch.

Abbildung 118: Hauptspannungen oben unter LF 6

54 Wegen nichtlinearer Berechnung entspricht die Summe der Einzelergebnisse nicht der Gesamtlast. 55 Wegen nichtlinearer Berechnung entspricht auch hier die Summe der Einzelergebnisse nicht der Gesamtlast.

Untersuchung der Kappendecke 149 Wie in Abbildung 117 festzustellen ist, wird das Feld 4b unter horizontalen Belastungen am

stärksten beansprucht. Um die genaue Auswirkung herauszufinden, werden die Spannungen

und Dehnungen in diesem Feld unter LF 1 und LF 6 miteinander verglichen. Hierfür wurde der

Schnitt E - F gewählt (s.Abbildung 119), weil die Hauptspannungen entlang dieser Linie

verlaufen und hauptsächlich aus einer Komponente bestehen.

Abbildung 119: a) Das untersuchte Feld 4b b) Schnitt E - F und Verlauf der nichtlinearen Haupt-spannungen

Unter LF 1 besteht ein zweiachsiger Druck. Die vorhandene max. Druckspannung beträgt -1,62

N/mm², die Dehnung -0,0487 o/oo (s. Abbildung 120a und Abbildung 120b). Unter LF 6 entsteht

bei fast gleicher Spannung (-1,59 N/mm²) eine mehr als 2,6-fache Dehnung: diese beträgt -1,27 o/oo.

Senkrecht zum Schnitt wird das Mauerwerk unter LF 6 im Gegensatz zu LF 1 nach Zug bean-

sprucht. Die Querdehnung beträgt unter LF 1 und LF 6 -0,296 o/oo bzw. 1,15 o/oo (s. Abbildung

120c).

Bei zweiachsigen Beanspruchungen erhöht nach Kupfer-Hilsdorf-Rüsch ein senkrecht zur

Hauptbeanspruchung wirkender Querdruck die Druckfestigkeit. Die maximal aufnehmbare

Druckspannung wird bei einem Hauptspannungsverhältnis σ2/σ1 von 0,52 mit dem 1,25-fachen

Wert der einaxialen Druck-festigkeit erreicht, während schon eine geringe Zugbeanspruchung

in einer Richtung die aufnehmbare Druckspannung in der anderen Richtung erheblich

herabsetzt (s. Abbildung 121) [vgl. Möl06]. Bei den Berechnungen wurde angenommen, dass

sich Mauerwerk unter zweiachsigen Beanspruchungen ähnlich wie Beton verhält [Vgl. Dia90,

Gra01]. Aus diesem Grund wird unter LF 6 im Schnitt E - F


die maximale Druckfestigkeit des Mauerwerks wegen der Querzugdehnung begrenzt [vgl.

Ase06].

q / LF 1

q + Fx +Fy / LF 6

a

Spannung in

Schnittrichtung (oben)

b

Dehnung in

Schnittrichtung

c

Dehnung senkrecht zum

Schnitt

d

σ/ε

σ/ε ≈ -1,6 / -0,5

σ/ε ≈ -1,6 / -1,3

Abbildung 120: Spannung und Dehnung unter LF 1 und LF 6 im Schnitt E – F


Abbildung 121: Zweiaxiale Versagenskurve nach Kupfer-Hilsdorf-Rüsch [Kup73]

Die Abbildung 122 zeigt die Spannungs-Dehnungslinie für q = 1 kN/m² - 8,50 kN/m², sowie σ/ε

unter LF 6 im Schnitt E - F. Nach Kupfer-Hilsdorf-Rüsch wurden die maximalen

Druckspannungen bei zweiachsigem Druck erhöht und wegen Druck-Zug herabgesetzt.

Abbildung 122: Spannungs-Dehnungslinie56

56 Nach EC 6 [ENV 1996-1-1] Absatz 3.8.1 ist die Spannungs-Dehnungs-Linie von Mauerwerk unter Druckspannung in der Regel nicht linear. εm1 (Stauchung bei Spannung f) beträgt 2 o/oo. (vgl. Mauerwerk Kalender 2001; Seite 577).


Neben dem Mauerwerk werden zudem die Stahlträger von den horizontalen Belastungen

beansprucht. Abbildung 123 zeigt die Verformung der Stahlträger unter Fx + Fy, welche im Feld

4b am größten ist:

Fx + Fy

Abbildung 123: Horizontale Verschiebung der Randträger unter Fx + Fy

Der Einfluss der horizontalen Belastungen auf die Verformung der Randträger wird auch durch

einen Vergleich der Stabverformungen unter LF 1 und LF 6 erkennbar:

q / LF 1 q + Fx + Fy / LF 6

Abbildung 124: Horizontale Verschiebung der Randträger unter LF 1 und LF 657

57 Wegen nichtlinearer Berechnung entspricht die Summe der Einzelergebnisse nicht der Gesamtlast.

Untersuchung der Kappendecke 153 Während unter LF 1 die max. Stabverschiebungen durch Gewölbeschub 1,94 mm betragen,

sorgt der horizontale Anteil bei LF 6 für eine verstärkte Verformung von 2,73 mm (s. Abbildung

124). Dadurch wird die Tragfähigkeit der Kappendecke herabgesetzt. Die Extremwerte der horizontalen Verschiebung der Randträger sowie die Spannung und

Dehnung des Mauerwerks im Schnitt E - F (s.Abbildung 120) unter LF 1 und LF 6 werden in der

folgenden Tabelle zusammengefasst:

Mauerwerk

Randträgerverschiebung

[mm] Spannung Dehnung

LF 1 1,94 -1,62 N/mm² -0,487 0/00 Querdruck

LF 6 2,73 -1,59 N/mm² -1,27 0/00 Querzugdehnung Bewertung

Bei LF 1 entsteht die maximale Druckspannung in der Mitte der Randfelder. An dieser Stelle

sind Spannungen, die unter horizontalen Belastungen entstehen, sehr gering. Deswegen

kommt es unter LF 6 nur zu einer geringfügigen Veränderung der max. Druckspannung.

Das Feld 4 b wird am stärksten von den horizontalen Belastungen beansprucht. Diese führen

neben einer größeren Verformung des Randträgers zu einer großen Zugdehnung quer zur

Druckspannung, weswegen die maximale Druckfestigkeit des Mauerwerks nach Kupfer-

Hilsdorf-Rüsch begrenzt wird. Aus diesem Grund entsteht trotz einer mehr als 2,6-fachen

Dehnung eine fast gleiche Spannung wie unter LF 1.

Die Verschiebung des Randträgers und die Querzugdehnung des Mauerwerks führen zu einer

Verringerung der Tragfähigkeit der Kappendecke. Beim Überschreiten der horizontalen

Traglast58 stürzt die Decke ab. Dabei erfolgt das Versagen der Decke zunächst in der Mitte des

Feldes, wo die stärkste Verformung des Randträgers und die größte Querzugdehnung des

Mauerwerks entstehen (s. Abbildung 125a), und breitet sich anschließend aus (s. Abbildung

125b).

Abbildung 125: a) Das Versagen der Decke tritt in der Mitte des Felds 4b ein b) Das Versagen einer Kappendecke in Bam [Foto H. Hashemi]

58 Die horizontale Traglast der Decke beträgt 93,75 kN (vgl. S. 135).


7.4.3 Untersuchung der Kappendecke, dreiseitig gelagert (Fall 6- 9)

Die Kappendecken können bei einem Erdbeben nach Torsion beansprucht werden. Ein solcher

Fall kann vorkommen, wenn Steifigkeitsmittelpunkt und Massenschwerpunkt nicht

übereinstimmen. Dies kann aus architektonischen Gegebenheiten wie einer unsymmetrischen

Anordnung der horizontalen Tragsysteme (Schubwände, Fachwerkverbände oder

Mischsysteme59) verursacht werden. Ein Extremfall für die unsymmetrische horizontale

Aussteifung liegt vor, wenn eine Deckenscheibe dreiseitig gelagert ist. Eine solche

Tragwerksplanung ist im Iran trotz Warnungen der Fachleute sehr verbreitet. Viele Geschäfte

mit Schaufenstern oder Häuser mit großen Frontfenstern gehören zu dieser Kategorie. Auch bei

einem symmetrisch geplanten Bauwerk kann der Ausfall einiger Füllwände bzw. Schubwände

oder anderer horizontal aussteifender Tragsysteme wie Fachwerksverbände eine ähnliche

Situation hervorrufen.

Eine Decke muss in der Lage sein, in einem Erdbebenfall auch bei dreiseitiger Lagerung

standzuhalten. Aus diesem Grund ist ihre Untersuchung für die Beurteilung über die Trag-

fähigkeit der Decke erforderlich. Auch der Code 2800 hat solche Fälle berücksichtigt und die

horizontale Aussteifung der Deckenscheibe mit Diagonalstäben festgelegt.

In Folgenden wird das Verhalten der Decken mit Diagonalstäben (Fall 8 und 9) untersucht, um

festzustellen ob diese Maßnahme in einem Erdbebenfall ausreichende Sicherheit für die

Bewohner bietet. Die Ergebnisse der Fälle 6 und 7 befinden sich im Anhang 3.

Kappendecke mit Zugankern in den Mittelpunkten und Diagonalstäben (Fall 8)


Die vertikale Traglast der Decke beträgt 8,50 kN/m² (s. Abbildung 126a) und ist damit identisch

zur Traglast bei der vierseitigen Lagerung (s. Fall 4).

Horizontale Traglast der Decke

Die Decke besitzt bei der Annahme einer konstanten Flächenbelastung von q = 6,75 kN/m² eine

horizontale Traglast von:


- bei gleichzeitiger Belastung der Decke in x- und y-Richtungen Fpx = Fpy= 56,25 kN.

Das entspricht einer horizontalen Flächenlast von px = py = 3,52 kN/m² (s. Abbildung

126b). Dies ist die kleinste Traglast und daher maßgebend.

59 Z.B. horizontale Aussteifung des Bauwerkes durch Schubwände und Rahmen



Die horizontale Traglast der Decke nimmt bei einer dreiseitigen Lagerung im Vergleich zu Fall 4

beträchtlich ab. In der y-Richtung kommt es zu keiner Reduzierung der Traglast, weil in dieser

Richtung der Massenschwerpunkt und der Schubmittelpunkt auf einer Linie liegen. In der

Tabelle 24 sind die Traglasten für unterschiedliche Lagerungen zusammengestellt.

Belastungsrichtung Vierseitige Lagerung Fall 4

Dreiseitige Lagerung Fall 8

In x-Richtung 151,3 kN 69,38kN Gleichzeitige Belastung in x- und y-Richtungen 93,75 kN 56,25 kN60

Tabelle 24: Die horizontalen Traglasten für Fall 4 und Fall 8

Nichtlineare Berechnung der Deckenscheibe


Belastung LF 1 LF 2 LF 3

q [kN/m² ] 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] 50 50 50 Fpy [kN] -- 50 -50

Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen

Die nichtlinearen Berechnungen lieferten folgende Ergebnisse:


Normalkraft [kN]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten Zuganker D. Stab x y z z LF 1 -4,09 0,0958 -2,23….0,0999 26,0 7,06 0,99 -2,22 20,7 19,4 LF 2 -4,12.. 0,0974 -2,23.....0,0998 25,4 7,13 1,00 -1,96 20,6 19,6 LF 3 -4,08.. 0,0986 -2,23….0,10 26,9 7,21 1,02 -2,60 20,9 19,5 Tabelle 25: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Diagonalstäbe und Knotenverschiebungen sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung

60 Bei der Befestigung der Diagonalstäbe nur an den Eckpunkten beträgt die horizontale Traglast 49,4 kN



Abbildung 128: Hauptspannungen oben und unten für LF 1

Abbildung 129: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF1


Abbildung 130: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF3

Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall

oben unten oben unten oben unten LF 1 2,14 1,10 4,00 1,42 1,23 1,39 LF 2 2,08 1,03 3,90 1,41 1,22 1,38 LF 3 1,98 1,20 4,07 1,46 1,62 1,18

Tabelle 26: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten


LF oben unten

LF 1

LF 2

LF 3


Untersuchung der Kappendecke 159 Kappendecke mit Zugankern in den Drittelpunkten und Diagonalstäben (Fall 9)


Die vertikale Traglast der Decke beträgt 11,75 kN/m² (s. Abbildung 132a) und ist damit fast

identisch zur Traglast bei der vierseitigen Lagerung (s. Anhang3; Fall 5).

Horizontale Traglast der Decke

Die Decke besitzt bei der Annahme einer konstanten Flächenbelastung von q = 6,75 kN/m² eine

horizontale Traglast von:


- bei gleichzeitiger Belastung der Decke in x- und in y-Richtungen beträgt die Traglast

Fpx = Fpy = 63,70 KN (s. Abbildung 132b). Das entspricht einer Flächenlast von px = py

= 3,99 kN/m². Dies ist die kleinste Traglast und daher maßgebend.


Die horizontale Traglast der Decke nimmt bei einer dreiseitigen Lagerung im Vergleich zu Fall 5

beträchtlich ab. In der y-Richtung kommt es zu keiner Reduzierung der Traglast, weil in dieser

Richtung der Massenschwerpunkt und der Schubmittelpunkt auf einer Linie liegen. In der

Tabelle 27 sind die Traglasten für unterschiedliche Lagerungen zusammengestellt.

Belastungsrichtung Vierseitige Lagerung Fall 5

Dreiseitige Lagerung Fall 9

In x-Richtung 167,5 kN 82,50 kN Gleichzeitige Belastung in x und y-Richtungen 107,5 kN 63,70 kN

Tabelle 27: Die horizontalen Traglasten für die Fälle 5 und 9


Nichtlineare Berechnung der Deckenscheibe



q [kN/m² ] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] 50 60 50 60 50 60 Fpy [kN] ------ ------- 50 60 -50 -60

Ergebnisse der nicht linearen Berechnungen

Die nichtlinearen Berechnungen lieferten folgende Ergebnisse:


Normalkraft [kN]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten Zuganker D. Stab x y z z LF 1 -3,42…0,0980 -2.23…0,0998 19,1 7,58 0,865 -1,50 20,7 19,6 LF 2 -3,48…0,0978 -2.23…0,0999 19,6 8,67 1,0 -1,58 20,8 19,6 LF 3 -3,53…0,0984 -2.23... 0,0998 18,7 8,14 0,886 1,42 20,6 19,7 LF 4 -3,64…0,0952 -2.23…0,100 19,1 8,99 1,04 1,46 20,6 19,7 LF 5 -3,33…0,0978 -2.23....0,0999 19,5 7,93 0,886 -1,70 20,9 19,5 LF 6 -3,47…0,0966 -2.23....0,100 20,3 8,81 1,03 -1,82 21,0 19,5 Tabelle 28: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Diagonalstäbe und Knotenverschiebungen sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung

Abbildung 133: Hauptspannungen oben und unten für LF 1

Die Abbildung 135 zeigt die Spannungen in Schnittrichtungen für LF 1 und LF 6. Die Extrem-

werte der Druckspannungen in den Schnittrichtungen wurden in der Tabelle 29 zusammen-

gefasst. Die maximale Druckspannung entsteht im Schnitt I und im Schnitt III.

Bei allen Lastkombinationen sind die zulässigen Druckspannungen61 in allen Schnitten

überschritten.

61 Zul σD= 1,50 N/mm² [Mah94]

Untersuchung der Kappendecke 161 Die Höhenflächen für die Druckspannungen zeigen konzentrierte Druckspannungen in den

Randfeldern (s. Abbildung 134):


LF

oben

Unten

LF 1

LF 6

Abbildung 135: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF 1und LF 6


Die entstehenden Risse oben und unten sind in den Abbildung 136 und Abbildung 137

dargestellt. Mit der Zunahme der horizontalen Lasten steigt die Anzahl der gerissenen Elemente

oben in der Decke. Dadurch entstehen durchgehende Risse in den Fugen des Mauerwerks.

Schnitt 1 Schnitt 2 Schnitt 3 LF


Tabelle 29: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen


LF oben unten

LF 1

LF 2

LF 3

Abbildung 136: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten für LF 1 - LF 3


LF oben unten

LF 4

LF 5

LF 6

Abbildung 137: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten für LF 4 – LF 6

Untersuchung der Kappendecke 165 7.5 Bewertung der Untersuchung

In den letzten Kapiteln wurde die Kappendecke für neun verschiedene Fälle untersucht um

festzustellen, ob die im Code 2800 festgelegten Maßnahmen für die Erdbebensicherung der

Kappendecke ausreichend sind. Auf der Grundlage der Ergebnisse wird im Folgenden

beschrieben, welchen Einfluss die Anordnung der Zuganker sowie die horizontale Aussteifung

der Deckenscheibe mit Diagonalstäben auf die Tragfähigkeit der Kappendecke haben.

Anschließend wird die ermittelte horizontale Traglast der Erdbebenersatzlast gegenübergestellt,

um die Erbebensicherheit der untersuchten Fälle zu beurteilen. Alle Berechnungen wurden

ohne einen Sicherheitzuschlag durchgeführt.

7.5.1 Einfluss der Zuganker auf die vertikale Traglast der Kappendecke

Wie bereits im Kapitel 7.2 erwähnt, wird bei einer Kappendecke die vertikale Flächenlast über

Druckspannung an das Widerlager weitergeleitet. Die schräg wirkende Druckkraft in den

Auflagern zerlegt sich in eine vertikale und eine horizontale Auflagerkraft, wobei sich die

horizontalen Kräfte in den mittleren Auflagern gegenseitig aufheben. Der Gewölbeschub an den

Randfeldern muss durch Stahlträger aufgenommen werden. Bei der Kappendecke ohne

Zuganker (Fall 1) wird durch eine horizontale Verformung der Randträger die Bildung eines

Gewölbes in den Randfelder verhindert, wodurch diese einstürzen können. Nach nichtlinearer

Berechnung besitzt die Decke eine vertikale Traglast von 5,69 kN/m². Diese ist nur ca. 1 kN/m²

größer als das Eigengewicht der Decke. Die maximale Schneelast beträgt 2,0 kN/m². Deshalb

ist es in den Regionen mit Schnee üblich, diesen sofort zu räumen und so die Dachterrasse zu

entlasten, um den Einsturz der Decke zu verhindern. Die Decke besitzt keine Tragreserven,

weshalb eine kleine zusätzliche Belastung durch ein Erdbeben zum Einsturz der Decke führt (s.

Abbildung 138). Die Außenwände über den Randträgern oder die Berüstungen auf der

Dachtrasse können zwar einen Teil des Gewölbeschubs der Kappendecke aufnehmen,

wodurch sich die vertikale Traglast der Decke erhöht. Dieser Vorteil verschwindet jedoch mit

dem Einsturz der Berüstungen oder Außenwände bei einem Erdbeben. Abbildung 139 zeigt die

Rissrichtungen oben und unten für die vertikale Traglast 5,69 kN/m², wodurch deutlich wird, wie

gefährdet solche Decken an den Randfeldern sind.

Mit der Anordnung der Zuganker in den Mittelpunkten der Randträger (Fall 2) verbessert sich

die Tragfähigkeit der Deckenscheibe. Die vertikale Traglast der Decke nimmt im Vergleich zu

einer Decke ohne Zuganker um 2,81 kN/m² zu und beträgt 8,50 kN/m². Die Kappendecke mit

Zugankern in den Drittelpunkten (Fälle 3 und 7) weist im Vergleich zu den Fällen mit Zugankern

in den Mittelpunkten (Fälle 2 und 6) eine größere Tragfähigkeit auf. Die vertikale Traglast der

Decke nimmt um 38 % zu und beträgt 11,50 kN/m². Die maximale Druckspannung beträgt bei

einer Belastung von q = 6,75 kN/m² 3,07 N/mm² und liegt trotz der Reduzierung (im Vergleich

zu den Fällen 2 und 6) um 1,08 N/mm² weit über dem zulässigen Wert von σ = 1,50 N/mm²


[Mah93] (s. Tabelle 30 und Tabelle 32). Hieraus wird deutlich, dass die Kappendecke trotz

Zuganker in den Drittelpunkten keine Tragreserven besitzt.

Abbildung 138: Einsturz des Randfeldes einer Decke ohne Zuganker [ Foto Mah04]

Abbildung 139: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten für die Traglast 5,69 kN/m²

7.5.2 Einfluss der Zuganker auf die horizontale Traglast der Kappendecke

Durch die Anordnung der Zuganker nimmt auch die horizontale Traglast zu. Die Decken mit

Zugankern in den Mittelpunkten besitzen eine horizontale Traglast von 89,38 kN bzw. 49,38 kN.

Die Differenz beträgt 40,0 kN und zeigt, dass durch dreiseitige Lagerung die horizontale

Traglast stark abnimmt. Die Fälle mit Zugankern in den Drittelpunkten weisen größere

horizontale Traglasten auf als Decken mit Zugankern in den Mittelpunkten. Mit 107,03 kN und

59,38 kN sind sie jedoch kleiner als die mögliche Erdbebenlast (s. Tabelle 36). Damit bleibt die

Kappendecke mit Zugankern trotz Erhöhung der Traglasten und Abminderung der maximalen

Druck- und Zugspannungen von Mauerwerk bzw. Zuganker erdbebenunsicher. Dies bestätigen

die Ereignisse in Bam, wo zahlreiche Kappendecken mit Zugankern einstürzten. Abbildung 140

zeigt einige Beispiele.


Fälle

Belastung [kN/m²]

Max. σD [N/mm²]

Normalkraft Zuganker

[kN]

Vertikale Traglast [kN/m²]

Horizontale Traglast

[kN]

2

6,75

4,15

24,8

8,50

89,38

3

6,75

3,07

16,9

11,75

107,03

Tabelle 30: Die Extremwerte für die Fälle 2 und 3 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m² sowie die jeweilige vertikale horizontale Traglast

Fälle

Belastung [kN/m²]

Max. σD [N/mm²]

Normalkraft Zuganker

[kN]


Horizontale Traglast

[kN]

6

6,75

4,14

24,6

8,63

49,38

7

6,75

3,04

17,0

11,50

59,38

Tabelle 31: Die Extremwerte für die Fälle 6 und 7 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m² sowie die jeweilige vertikale und horizontale Traglast

Abbildung 140: Trotz Verankerung der Träger versagten die Kappendecken unter Erdbebenlasten


7.5.3 Einfluss der Aussteifung der Deckenscheiben mit Diagonalstäben auf die vertikale Traglast der Decke

Die horizontale Aussteifung mit Diagonalstäben soll die Tragfähigkeit der Kappendecke bei

horizontalen Belastungen verbessern und deren Einsturz bei einem Erdbeben verhindern. Ein

eventueller Einfluss auf die vertikale Traglast der Kappendecke wird dabei nicht beabsichtigt.

Die Untersuchung zeigt, dass die horizontale Aussteifung entweder keinen oder nur einen

geringen Einfluss auf die Höhe der vertikalen Traglast der Decke hat. Diese beträgt z.B. im Fall

5 12 kN/m² und ist damit um 2 % größer als im Fall 3. Die vertikalen Traglasten und die

wichtigsten Extremwerte der beiden Fälle unter einer Belastung von q = 6,75 kN/m² sind in der

Tabelle 32 zusammengefasst.

Normalkraft

[kN]

Fälle

Belastung [kN/m²]

Max. σD [N/mm²]

Zuganker Diagonalstab


2

6,75

4,15

24,8

----

8,50

4

6,75

4,13

25,1

3,75

8,50

3

6,75

3,07

16,9

----

11,75

5

6,75

3,12

17,3

6,09

12,0

Tabelle 32: Die Extremwerte für die Fälle 2 bis 5 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m² sowie die jeweilige vertikale Traglast

7.5.4 Einfluss der Aussteifung der Deckenscheiben mit Diagonalstäben auf die horizontale Traglast der Decke

Durch eine Aussteifung mit Diagonalstäben kann die Entstehung von Rissen in der Kappen-

decke nicht verhindert werden (s. K ap. 7.4 und 7.3). Die horizontale Traglast der Decken-

scheibe wächst maximal um 4,4 kN. Die Erdbebenersatzlast kann zwischen 69,9 und 132,9 kN

betragen. Damit beträgt der Zuwachs der horizontalen Traglast durch horizontale Aussteifung

nur ca. 3 % bis 6 % der möglichen horizontalen Erdbebenersatzlast (s. Tabelle 36 und Tabelle

37). Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle mit und ohne horizontale

Untersuchung der Kappendecke 169 Aussteifungen unter gleichen Belastungen weisen kaum Abweichungen auf (s. Tabelle 33 und

Tabelle 34). Der Einfluss der horizontalen Aussteifung der Deckenscheibe auf deren

Tragfähigkeit ist nicht ausreichend und gewährt keine Erdbebensicherung.

Belastung Normalkraft [kN]

Fälle

System q

[kN/m²] Fpx [kN]

Fpy [kN]

Max. σD [N/mm²]

Zuganker D. Stab

2

6,75

80

80

4,15

26,1

----

4

6,75

80

80

4,16

26,8

5,32

3

6,75

80

80

3,56

18,9

----

5

6,75

80

80

3,59

19,2

7,53

Tabelle 33: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 2 bis 5 unter gleichen Belastungen

Belastung Normalkraft

[kN]

Fälle

System q

[kN/m²] Fpx [kN]

Fpy [kN]

Max. σD [N/mm²]

Z. Anker D. Stab

6

6,75

49,4

49,4

4,10

25,1

----

8

6,75

50

50

4,12

25,4

7,13

Tabelle 34: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 6 und 8 unter gleichen Belastungen


Belastung Normalkraft [kN]

Fälle

System q

[kN/m²] Fpx [kN]

Fpy [kN]

Max. σD [N/mm²]

Z. Anker D. Stab

7

6,75

50

50

3,47

18,50

----

9

6,75

50

50

3,53

18,7

8,14

Tabelle 35: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 7 und 9 unter gleichen Belastungen

7.5.5 Beurteilung der Erdbebensicherheit der untersuchten Fälle

Bei der Untersuchung der Kappendecke wurde die vertikale Komponente der Erdbebenlast

nicht berücksichtigt. Dies ist nach Code 2800 nur erforderlich bei Trägern mit konzentrierten

Einzellasten oder einer größeren Spannweite als 15 m, und bei Balkonen, die als Kragarm

ausgeführt sind [Cod99]. Eine ähnliche Regel ist auch in DIN EN 1998-1 Eurocode 8 vorhanden

[EC8]. Den Regelungen im Code 2800 und im Eurocode 8 gehen folgende Annahmen voraus

[Wak86]:

- Allgemein ist die vertikale Komponente des Erdbebens kleiner als die horizontale

Komponente62

- Wenn ein Tragelement für die horizontale Komponente des Erdbebens ausgelegt ist, ist

dessen Tragfähigkeit auch für die Aufnahme der vertikalen Komponente eines Erd-bebens

ausreichend. Außerdem ist der Sicherheit der hauptsächlich auf Vertikallasten ausgelegten

Konstruktion ausreichend groß. Damit ist durch ausreichende Trag-reserven die

Tragfähigkeit des Bauwerks unter der vertikalen Komponente des Erdbebens gewährleistet.

Die oben genannten Annahmen treffen für die Kappendecke im Iran aus folgenden Gründen

nicht zu:

Die maximale Beschleunigung des Erdbebens in Bam betrug in den horizontalen Richtungen

0.799 g und 0.636 g sowie in die vertikale Richtung 0.988 g. Die vertikale Beschleunigung war

größer als die horizontalen Komponenten, weil bei einer geringen Herdtiefe des Bebens in der

Nähe des Epizentrums die vertikale Beschleunigung gleich oder größer der horizontalen sein

kann [Mog04]. In Bam betrug die vertikale Spektralbeschleunigung für Bauwerke bei einer

Periode von 0,1 s und einer Dämpfung von 5 % ca. 4,0 g (vgl. Abbildung 6) 63. Damit entstand

62 Die vertikale Komponente der Erdbebenbelastung beträgt normalerweise ein Drittel der horizontalen seismischen Einwirkung [Wak86]. 63 Im Kap. 3.2 wurde gezeigt, dass viele iranische Städte entweder auf den seismisch aktiven Verwerfungen, oder nicht weit davon entfernt liegen.

Untersuchung der Kappendecke 171 eine beträchtliche zusätzliche vertikale Last, die nicht vernachlässigbar ist. Die Kappendecke

besitzt trotz Zuganker und Diagonalstäbe keine ausreichenden Tragreserven. Zum einen

überschritten die Druckspannung im Mauerwerk und die Zugspannung der Zuganker (Fälle 4

und 8)64 unter der vertikalen Flächenbelastung von q = 6,75 kN/m² die zulässigen Werte (s.

Tabelle 32). Zum anderen ist die Differenz zwischen der vorhandenen vertikalen Traglast der

Kappendecke und der Flächenlast q gering. In den Fällen 4 und 8 beispielsweise, welche die

vom Code 2800 geforderten Bestimmungen erfüllen, beträgt sie 1,75 kN/m². Bei einer

zusätzlichen Belastung aus der vertikalen Komponente des Erdbebens kann eine klaffende

Fuge in der Feldmitte entstehen und zum Versagen der Kappendecke führen. Abbildung 141

zeigt ein Beispiel einer Kappendecke, die unter vertikaler Belastung in Bam versagt hat. In der

dargestellten Decke beträgt der Abstand der Stahlträger ca. 80 cm, wodurch diese eine größere

Traglast als übliche Decken mit einem Trägerabstand von 1 m besitzt.

Abbildung 141: Versagen der Kappendecke unter vertikalen Belastungen [Foto Mah04]

Die horizontale Traglast der untersuchten Fälle ist abhängig von den Kraftrichtungen. Der

ungünstigste Fall liegt vor, wenn die horizontalen Lasten in beiden Richtungen einwirken (vgl.

Kap.7.3 und 7.4). Daher ist dieser Fall für die Beurteilung über die Tragfähigkeit der

Deckenscheibe maßgebend. In Tabelle 37 sind die horizontalen Traglasten der verschieden

Deckensysteme zusammengestellt65. Sie werden mit den in Kap. 7.1 nach dem Code 2800

ermittelten Ersatzerdbebenlasten verglichen. Diese liegen zwischen 69,9 kN und 132,9 kN und

sind abhängig von Erdbebenzonen und Bodenklassen (s. Tabelle 36). Die Erdbebenzonen mit

den dazugehörigen Bodenklassen, die kleinere oder gleiche Erdbebenlast liefern als die

berechneten Traglasten, wurden in der Tabelle eingetragen. Der Fall 5 weist mit 107,5 kN die

größte horizontale Traglast auf. Diese ist keiner als die Erdbebenersatzlast für die

Erdbebenzone A = 0,35g. Auch die für die Zonen A= 0,25g und A= 0,30g ermittelten

Ersatzlasten sind bei den Bodenklasse IV bzw. III und IV größer als die vorhandene horizontale

Traglast.

64 Beide Fälle erfüllen die Anforderungen des Codes 2800 65 Alle Berechnungen wurden ohne einen Sicherheitzuschlag durchgeführt.


A=0,20g A=0,25g A=0,30g A=0,35g Baugrundklasse I-II III IV I-II III IV I-II III-IV I-II III-IV Fp [kN] 69,9 75,8 89,7 86,2 94,9 112,2 103,5 113,8 120,7 132,9

Tabelle36: Horizontale Erdbebeneinwirkung der Deckenscheibe für die unterschiedlichen Erdbebenzonen in Abhängigkeit von der Bodenklasse (s. Tabelle 13)

Entspricht einer Erdbebeneinwirkung Fp In Abhängigkeit von den Erdbebenzonen und der

Baugrundklasse

Fall

System Horizontale

Traglast

[kN] A = 0,20g A = 0,25g A = 0,30g A = 0,35g

2

89,38

I-III

I

----

----

3

107,03

I-IV

I-III

I-II

----

4

93,8

I-IV

I

----

----

5

112,66

I-IV

I-IV

I-II

----

6

49,38

----

----

----

----

7

59,38

----

----

----

----

8

53,8

----

----

----

----

9

63,8

----

----

----

----

Tabelle 37: Horizontale Traglasten der Kappendecke und entsprechende Erdbebenzonen und Bodenklassen

Untersuchung der Kappendecke 173 Die Fälle mit dreiseitiger Lagerung (Fälle 6 bis 9) besitzen im Vergleich zu den vierseitigen eine

kleinere horizontale Traglast. Die horizontalen Traglasten der Fälle 6 bis 9 sind keiner als 69,9

kN. Diese ist die kleinstmögliche Ersatzerdbebenlast (Erdbebenzone A = 0,2g, Bodenklasse I-II)

und für die Beurteilung über Erdbebensicherheit maßgebend. In einem Erdbeben verhalten sich

symmetrisch gelagerte Decken besser als dreiseitig gelagerte.

Durch die Anordnung der Zuganker und eine horizontale Aussteifung kann die Entstehung von

Rissen in der Kappendecke bei horizontalen Belastungen nicht verhindert werden. Auch bei

Belastungen, die kleiner als die horizontalen Traglasten sind, entstehen durchgehende Risse,

die in der Regel durch die Fugen verlaufen (Abbildung 142a). Dadurch verliert der Mörtel seine

Funktion als Bindemittel, was zum Einsturz der Kappendecke führt (Abbildung 142b).

Abbildung 142: a) Durchgehende Risse in den Ecken der Kappendecke b) Durch Risse verliert der Mörtel seine Funktion als Bindemittel: die Kappendecke knapp vor dem Einsturz

Obgleich die horizontalen Aussteifung der Deckenscheibe und die Anordnung der Zuganker zur

Erhöhung der horizontalen und vertikalen Traglast führt, sind der Einfluss dieser Maßnahmen

auf die Verbesserung der Tragfähigkeit der Kappendecke begrenzt und für deren Erdbeben-

sicherheit nicht ausreichend.


7.6 Schlussfolgerung

Unter Flächenlast entstehen auf der Oberseite einer Kappe an den Auflagern, sowie auf der

Unterseite in der Feldmitte Risse, und ein flaches Gewölbe entsteht. Die Flächenlast wird durch

dieses Gewölbe über Druckspannungen an die Widerlager (Stahlträger) weitergeleitet. Dabei

wird die schräg wirkende Druckkraft an den Auflagern in eine vertikale und horizontale

Komponente der Auflagerkraft zerlegt. Die horizontalen Kräfte heben sich bei den

angrenzenden Kappen auf. Der seitliche Gewölbeschub an den freien Enden der Endfelder

muss von den Stahlträgern aufgenommen werden.

Bei Kappendecken ohne Zuganker wird durch eine horizontale Verformung der Randträger die

Bildung eines Gewölbes in den Randfelder verhindert, wodurch diese einstürzen können. Zwar

können die Außenwände über den Randträgern oder die Berüstungen auf der Dachtrasse einen

Teil des Gewölbeschubs der Kappendecke aufnehmen, wodurch sich die vertikale Traglast der

Decke erhöht. Dieser Vorteil verschwindet jedoch mit dem Einsturz der Berüstungen oder

Außenwände bei einem Erdbeben. Da die Decke keine Tragreserven besitzt, führt schon eine

kleine zusätzliche Belastung durch ein Erdbeben zum Einsturz der Decke. Die geringe

Zugfestigkeit des Mauerwerks hat auf die Tragfähigkeit der Kappendecke keinen Einfluss.

Durch den Einsatz von Zugankern an den Randfeldern verbessert sich die Tragfähigkeit der

Kappendecke unter vertikaler Flächenbelastung. Dabei weisen Kappendecken, deren Zuganker

in den Drittelpunkten angeordnet sind, eine größere Tragfähigkeit auf als Fälle, bei denen die

Anordnung der Zuganker in den Mittelpunkten erfolgt. Trotz der Verbesserung der Tragfähigkeit

der Kappendecke durch diese Maßnahmen bleiben deren Tragreserven zu gering, um mögliche

vertikale Belastungen aus Erdbeben aufzunehmen.

Durch die Anordnung der Zuganker an den Randfeldern der Kappendecke nimmt auch die

horizontale Traglast der Deckenscheibe zu – bei Zugankern in den Drittelpunkten in größerem

Maße als bei Zugankern in den Mittelpunkten. Die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe

mit Diagonalstäben hat nur einen geringen Einfluss auf die Höhe der horizontalen Traglast der

Decke. Die Entstehung von Rissen in der Deckenscheibe bei horizontalen Belastungen kann

durch die horizontale Aussteifung mit Diagonalstäben und der Anordnung von Zugankern nicht

verhindert werden. Die Risse sind durchgehend und laufen in der Regel durch die Fugen.

Dadurch verliert der Mörtel seine Funktion als Bindemittel, wodurch es zum Einsturz der

Kappendecke kommen kann.

Obgleich die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe und die Anordnung der Zuganker zu

einer Erhöhung der horizontalen und vertikalen Traglast führen, ist der Einfluss dieser Maß-

nahmen auf die Verbesserung der Tragfähigkeit der Kappendecke begrenzt und für deren

Erdbebensicherung nicht ausreichend. Die Bewertungen der numerischen Untersuchungen

beweisen, dass eine Mindeststandsicherheit der im Iran ausgeführten Kappendecken trotz

Einhaltung der vom Code 2800 festgelegten Regeln (horizontale Aussteifung und Anordnung

der Zuganker in den Mittelpunkten) sowie zusätzlicher Maßnahmen wie der Anordnung von

Untersuchung der Kappendecke 175 Zugankern in den Drittelpunkten bei mäßigen oder starken Erdbeben nicht gewährleistet ist.

Besonders ungünstig verhält sich die Deckenscheibe bei dreiseitiger Lagerung. Somit bietet

dieser Deckentyp im Falle eines Erdbebens trotz Einhaltung der vom Code 2800 geforderten

Maßnahmen keine Sicherheit für Leib und Leben der Bewohner. Die Decke versagt ohne

Vorwarnung. Aus oben genannten Gründen ist der Einsatz dieses Deckentyps ungeeignet und

seine Ausführung sollte verboten werden.

8 ZUSAMMENFASSUNG

Anhand der Schadensanalysen (vgl. Kap. 6) wurde festgestellt, dass das verwendete

Baumaterial für die Erdbebensicherheit nicht ausschlaggebend ist. Ein Bauwerk aus Lehm kann

ebenso erdbebensicher hergestellt werden wie ein Gebäude aus Stahl, Stahlbeton oder

Mauerwerk, wenn entsprechende Regeln eingehalten und materialspezifische Maßnahmen

berücksichtigt werden. Wenngleich beim Erdbeben in Bam zahlreiche Lehmbauten zerstört

wurden, ist die pauschalisierte Behauptung nicht haltbar, dass der Lehmbau für erdbeben-

gefährdete Regionen nicht geeignet sei. Die Untersuchungen in Bam (s. Kap. 6.1) haben

gezeigt, dass die Lehmbauten unterschiedlich auf das Erdbeben reagierten. Viele Tonnen-

gewölbe blieben tragfähig, obwohl sie in einem schlechten Bauzustand waren, Ringanker

fehlten, und bei ihrem Bau alte Techniken verwendet wurden. Es ist durchaus möglich, auf der

Grundlage der aus den Erfahrungen gewonnen neuen Kenntnisse, mit einer angepassten alten

Technik ein erdbebensicheres Bauwerk aus Lehm zu errichten. Ähnlich wie Beton sind

luftgetrocknete Lehmziegel in der Lage, die auftretenden Druckkräfte aufzunehmen. Für die

zusätzlichen Belastungen im Erdbebenfall müssen sie mit zugfesten Bauteilen aus Holz oder

Stahl sowie mit Seilen, Strebenpfeilern ausgerüstet werden.

Die Mehrzahl der iranischen Bevölkerung wohnt in erdbebengefährdeten Gebäuden. Besonders

auf dem Land leben viele Menschen in menschenunwürdigen Unterkünften. Da es weder

technisch noch wirtschaftlich möglich ist, für die Bevölkerung erdbebensichere Häuser aus

Beton oder Stahl zu bauen, bietet die Entwicklung von erdbebensicheren Lehmbauten eine

alternative Lösung für die Landbevölkerung. Es wäre daher wünschenswert, wenn der iranische

Staat sowohl in die Forschung als auch in die Weiterentwicklung des Lehmbaus investieren und

Fördermittel bereitstellen würde, damit schnellstens eine Norm für Lehmbauten verfasst wird. In

diesem Zusammenhang wären Prototypen von Lehmhäusern zu definieren, bei denen neben

der Erdbebensicherheit auch andere Aspekte berücksichtigt werden, z.B. klimatische, kulturelle,

soziale und wirtschaftliche Bedingungen. Für jeden Haustyp sollte ein Begleitbuch verfasst

werden, in welchem alle wesentlichen konstruktiven Details so dargestellt und beschrieben

werden, dass auch technische Laien diese verstehen und umsetzen können.

Seit Mitte des zwanzigsten Jahrhundert wurden die Lehmbauten allmählich durch Mauerwerks-

bauten mit Kappendecken ersetzt. In Bam betrug ihr Anteil 51 %. Beim Erdbeben wurden fast

alle traditionellen Mauerwerksbauten vollständig zerstört oder schwer beschädigt. Dies betraf

auch Gebäude, die nach Veröffentlichung des Codes 2800 im Jahre 1988 errichtet worden

waren. Gründe dafür waren erhebliche Verstöße gegen Konstruktionsvorgaben der Norm oder

massive Mängel in der Ausführung. Bei den Beobachtungen der zerstörten bzw. beschädigten

Bauwerke wurden folgende Mängel bei der Ausführung der Stahlbetonverstärkung festgestellt:

Zusammenfassung 177 Die Längsbewehrung der Stahlbetonverstärkung wurde in den Knoten nicht fachgerecht

verankert, so dass die Krafteinleitung und -umlenkung in diesen Punkten nicht gewährleistet

war. Daher brachen die Anschlüsse der Ringanker an den vertikalen Verstärkungen bei der

Erdbebenbelastung auf, wodurch das Bauwerk erheblich an Stabilität verlor und schließlich

durch weitere Erdbebenstöße zerstört werden konnte. Ein zu geringer Querschnitt der Längs-

bewehrung führte zum Versagen der Einfassungselemente, ebenso wie zu große Bügel-

abstände und eine unzureichende Betonüberdeckung. Die Qualität des Betons stellte sich im

Allgemeinen als sehr schlecht heraus, beispielsweise weil er keinen ausreichenden Zement-

gehalt aufwies oder mit ungeeigneten Zuschlagstoffen hergestellt worden war. In vielen Fällen

wurde nicht fachgerecht betoniert, wodurch es zu Fehlstellen im Beton kam, die aufgrund von

mangelhafter Verdichtung, Fehlern beim Einbringen oder Fremdkörpern im Beton entstanden.

Eine Nachbehandlung des Betons wurde meistens versäumt. Ebenso fiel auf, dass der Verbund

zwischen den vertikalen Einfassungsbauteilen und dem Mauerwerk nicht gewährleistet war.

Nicht selten wurde ein für die Stahlbetonstützen vorgesehener Bereich nicht betoniert, sondern

mit Hohlziegeln und Steinen gefüllt. Danach wurde ein Zementputz aufgebracht, der sich beim

Erdbeben ablöste.

Die verbreitetsten Verstöße gegen die Norm waren:

Ein zu großer Abstand oder das Fehlen von Stahlbetonstützen zur Einfassung der Mauer-

werkswände, keine ausreichenden Schubwände zur Aufnahme der horizontalen Schubkräfte,

sowie zu große Öffnungen in den Wandscheiben. Fast bei allen zerstörten Bauwerken wurde

festgestellt, dass die Stahlträger der Kappendecken nicht kraftschlüssig an den Ringankern

befestigt waren.

Einige Vorschriften haben sich als unzureichend erwiesen:

- Der im Code 2800 vorgeschlagene max. Bügelabstand von 25 cm bzw. 20 cm für

Ringanker und Stützen hat sich bei den bisherigen Erdbebeneinwirkungen als unzureichend

erwiesen und führte zur Beschädigung der Stahlbetonelemente. Um die aus dem Erdbeben

entstehende Querkraft sicher aufnehmen zu können und die Duktilität der Ringanker und

Stahlbetonpfeiler an den Knoten- und Eckpunkten zu vergrößern, schlägt Pocanschi eine

Verbügelung der Einfassungsbauelemente in ihren Endbereichen von a ≤ 10 cm und einem

Durchmesser von 6 mm vor [Poc86]. Obwohl der Code 2800 die Verwendung einer glatten

Bewehrung gestattet [Cod99], sollte nur gerippter und genormter BSt III verwendet werden,

da bei glattem Stahl kein ausreichender Verbund zwischen Stahl und Beton besteht. Der

maximale Abstand der vertikalen Einfassungselemente beträgt nach dem Code 2800 5 m.

Um die Tragfähigkeit und Duktilität der Wände zu erhöhen, sollte er laut Tomazevic und

Paulay 4 m nicht überschreiten [Tom99; Pau92].

- Die im Code 2800 festgelegten Regeln zu Wandöffnungen boten keine ausreichende

Sicherheit, da auch bei deren Einhaltung Bauwerke beschädigt wurden. Nach Paulay muss

der Mindestabstand zur Wand 1,5 m betragen [Pau92]. Laut dem Eurocode 8 müssen für

178 Zusammenfassung

- eine volle Sicherheit des Bauwerks alle Wandöffnungen mit einer Fläche ≥ 1,5 m² mit

vertikalen Stahlbetonpfeilern eingefasst werden [EC 8].

- Nach dem Code 2800 sind Brüstungen aus Mauerwerk an Balkonen und Terrassen

gestattet, wenn bei einer Breite von 10 cm eine Höhe von 50 cm, oder bei einer Breite von

20 cm eine Höhe von 90 cm nicht überschritten wird. Bei der Beobachtung einiger

Bauwerke wurde festgestellt, dass trotz Einhaltung der von der Norm festgelegten

Grenzwerte zu Höhe und Breite von Mauerwerksbrüstungen diese herabstürzten. Dies

macht deutlich, dass die im Code 2800 vorgesehenen Regeln nicht ausreichend sind. Es

wird empfohlen, die Ausführung der Brüstungen aus Mauerwerk zu vermeiden und

stattdessen leichte Platten an einer Grundkonstruktion, z.B. aus Stahl zu befestigen.

- Die Verblendung der Außenwände mit Sichtmauerwerk oder Steinen ist im Iran sehr beliebt.

Beim Erdbeben im Bam hat sich bei fast allen Bauwerken ein großer Teil des Sicht-

mauerwerks von der Außenwand getrennt, ist herabgestürzt oder wurde durch Kreuzrisse

beschädigt. Um dies zu vermeiden wird es ein einschaliges Verblendmauerwerk empfohlen.

Eine nachträgliche Verkleidung der Mauerwerkswände mit Sichtmauerwerk ist zwar nach

dem Code 2800 möglich, sollte jedoch aufgrund der Schwierigkeiten bei der Überwachung

der Verankerung vermieden werden.

In den letzten Jahren ist die Verwendung von Ziegelhohlsteinen stark angestiegen. Diese

Steine sind durch einen großen Anteil an Hohlräumen und einer Rohdichte von ca. 0,6 kg/dm³

sehr leicht, und damit als nicht tragende Mauerwerkswände geeignet. Ihr Einsatz als tragende

Wände sollte jedoch vermieden werden, solange die erforderliche Zulassung von Seiten der

Bauaufsichtsbehörden fehlen.

Neben den Mauerwerksbauten war der Stahlbau die wichtigste Bauweise in Bam und hatte in

der Bevölkerung im Hinblick auf die Erdbebensicherheit einen guten Ruf. Tatsächlich ist Stahl

wegen seiner großen Festigkeit und ausreichenden Zähigkeit ein sehr geeignetes Baumaterial

für erdbebengefährdete Regionen. Die große Zahl zerstörter Stahlskelettbauten in Bam beweist

jedoch, dass die Verwendung von hochwertigen Baustoffen allein keine Garantie für die

Sicherheit von Bauwerken gegen Erdbeben mittlerer oder größerer Stärke bietet.

Khorjini-Rahmen66 waren die verbreitetsten Stahlrahmen. In den letzten Jahren wurden ver-

einzelt auch gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen verwendet. Die vor 1988

gebauten Bauwerke besaßen keine horizontalen Tragelemente. In solchen Fällen übernehmen

Füllwände aus Mauerwerk die Funktion der horizontalen Aussteifung. Füllwände und Rahmen

bilden zusammen ein fachwerkähnliches, horizontales Tragsystem67. Durch Überschreitung

ihrer Schubtragfähigkeit bei Erdbeben werden die Füllwände zerstört und als Tragelemente 66 Zur Ausführung der Khorjini-Rahmen werden an die Stützen Winkel im Abstand der Geschosshöhen angeschweißt, i.d.R. L100x100x10-120. Danach werden die Stützen an die Fußplatten geschweißt und die Stahlunterzüge auf die Winkel gesetzt. Durch das Anschweißen eines oberen kleineren Winkels L100x100x10-80 an den Träger und die Stützen wird die Lage des Unterzugs stabilisiert. 67 Bei nicht ausreichender Tragfähigkeit des Anschlusses können Druckdiagonalen ihr frühzeitiges Versagen verursachen.

Zusammenfassung 179 ausgeschaltet. Zahlreiche Bauwerke wurden in Bam auf diese Weise zerstört. Seit der Ein-

führung des Codes 2800 im Jahr 1988 müssen alle Bauwerke horizontal ausgesteift sein.

Hierfür wurden in Bam hauptsächlich zentrische Fachwerksverbände eingesetzt. Aus ver-

schiedenen Gründen, die im Folgenden erläutert werden, wurden beim Erdbeben auch

zahlreiche Bauwerke zerstört, die horizontal ausgesteift waren:

Bei der Planung der Bauwerke wurden die bekannten Erkenntnisse für erdbebengerechtes

Bauen nicht berücksichtigt. Dadurch kam es unter anderem zu weichen Erdgeschossen,

unsymmetrischen Aussteifungen im Grundriss, sprunghaften Änderungen von Massen sowie

Steifigkeit im Aufriss. Die Untersuchungen zeigen, dass die Tragwerke nicht für eine

Erdbebenbeanspruchung bemessen, und die Anschlüsse weder sorgfältig konstruiert noch

nachgewiesen worden waren. Die vorhandenen Vorschriften und grundlegenden Regeln im

Stahlbau und der Schweißtechnik wurden massiv missachtet. Es wurden weder Detail-

zeichnungen für die Ausbildung der Knoten angefertigt, noch Informationen über Länge und

Stärke der Schweißnähte geliefert. Die Konstruktion und Ausführung der Tragwerke wurden auf

der Baustelle unqualifizierten Schweißern überlassen, die wegen fehlender Grundkenntnisse

kein Verantwortungsbewusstsein für die hohen technischen Anforderungen der ausgeübten

Tätigkeit besitzen. Bei der Untersuchung wurde festgestellt, dass die Anschlüsse mangelhaft

ausgebildet waren, und die Bruchstellen der Schweißnähte unzulässige Unregelmäßigkeiten

aufwiesen. Obwohl von der Gesetzgebung vorgesehen, beweisen die zahlreichen Mängel, dass

weder eine Prüfung der Planung, Berechnung und Ausführung der Konstruktionen durchgeführt

wurde, noch eine Abnahme der Schweißnähte erfolgte. Die Überwachung von Schweißarbeiten

durch Aufsichtspersonal bei der Herstellung von tragenden Bauteilen aus Stahl ist bislang in

den Vorschriften nicht vorgesehen.

Für die Verbesserung der Qualität der Schweißverbindungen wird dringend empfohlen, in allen

mittelgroßen und großen Städten schweißtechnische Lehranstalten zur Aus- und Weiterbildung

von Schweißpersonal zu gründen. Zahlreiche arbeitslose Ingenieure und Techniker könnten als

Schweißfachingenieur bzw. -techniker umgeschult werden. Die bereits jetzt in der Baubranche

tätigen Schweißarbeiter müssten in einem Schnellprogramm qualifiziert werden. Parallel dazu

sollte es nur Betrieben, die über entsprechende Einrichtungen und qualifiziertes Schweiß-

personal verfügen, erlaubt sein Schweißarbeiten durchzuführen. Die bis heute übliche Methode,

Schweißarbeiten durch sogenannte „fliegende Schweißer68“ ausführen zu lassen, sollte gesetz-

lich verboten sein. Darüber hinaus sollten die geltenden technischen Regeln ergänzt und

überarbeitet werden, damit auf Baustellen Schraubverbindungen grundsätzlich den Vorrang vor

Schweißverbindungen erhalten. Baustellenschweißungen sollten ausschließlich in Ausnahme-

fällen und nur unter strenger Kontrolle von Aufsichtpersonal ausgeführt werden dürfen.

Für die Verringerung der Erdbebenschäden bei Stahlbauten wird darüberhinaus folgendes

empfohlen:

68 In Anlehnung an die Bezeichnung „fliegender Händler".

180 Zusammenfassung

- Der Khorjini-Anschluss muss nach dem Code 2800 als gelenkig angenommen werden.

[Cod99], obwohl er einer Steifigkeit von mindestens 1800tm/Rad besitzt [Ash96]. Diese

kann bei zyklisch horizontalen Verschiebungen des Bauwerks im Erdbeben zur Ermüdung

der Schweißnähte des Anschlusses führen, was den Sprödbruch des Anschlusses verur-

sachen kann. Es sollte untersucht werden, ob dieser Anschluss soweit entwickelt werden

kann, dass sich sein Verhalten verbessert und sein Versagen sowie das der Nachbar-

bereiche im Erdbebenfall ausschließen lässt, und ob ein problemloser Anschluss des

Knotenblechs des Fachwerksverbands an Riegel und Stütze gegeben ist. Anschließend

sollte eine Richtlinie für den Nachweis des Anschlusses verabschiedet, und die Details in

einer Zeichnung dargstellt werden. Die Ausführung des Tragwerkssystems in seiner jetzigen

Form (verstärkt oder ausgesteift mit Fachwerksverbänden) sollte nicht mehr gestattet

werden.

- Khorjini-Rahmen sind die verbreitetsten Stahlrahmen im Iran. Die Tragsicherheit zahlreicher

Bauwerke mit dieser Konstruktion ist bei mittleren und stärkeren Erdbeben gefährdet. Daher

müssen Maßnahmen entwickelt werden, die ihr Verhalten bei Erdbeben nachweislich ver-

bessern. Diese sollten einfach zu montieren und wirtschaftlich günstig sein. Im Hinblick auf

die oben genannte Qualität der Schweißarbeiten sollte die Notwendigkeit ihres Einsatzes

vermieden werden.

In Bam wurden zahlreiche Rahmenstäbe beschädigt. Diese sind nur für die Aufnahme von

zentrischer Normalkraft geeignet. Im Falle eines Erdbebens können sie jedoch zusätzlich durch

Moment und Torsionsmoment beansprucht werden. Bei der horizontalen Verschiebungs-

behinderung durch Teilausfachung der Rahmen mit Mauerwerk, bzw. bei teilweise zerstörten

Füllwänden werden die Stützen zusätzlich mit Querkraft und Momenten beansprucht. Diese

führen zum Versagen der Rahmenstütze und zum Einsturz des Bauwerkes. Der Verfasser

empfiehlt daher die Durchführung einer Untersuchung von Rahmenstützen und deren Eignung

in erdbebengefährdeten Regionen. Eine sinnvolle Lösung wäre, die für die Bauindustrie

benötigten breitflanschigen Träger in der erforderlichen Materialgüte im Land zu produzieren

oder aus dem Ausland zu importieren.

Die Anzahl der Stahlbetonskelettbauten in Bam war sehr gering. Die untersuchten Beispiele

zeigten zahlreiche Verstöße gegen elementare Regeln des Stahlbetonbaus. Es wurden

beispielsweise Bauwerke ohne Tragwerkskonzept geplant, und die bekannten Regeln für die

Erdbebensicherung des Stahlbetonbauwerkes wurden nicht berücksichtigt. Viele oben

genannte Unregelmäßigkeiten bei der Ausführung der Einfassungselemente treffen auch hier

zu. Die Kontrollen behördlicher Bauaufsicht waren wie in den anderen Bauzweigen mangelhaft. In der iranischen Bauindustrie fehlt es an qualifiziertem Personal, weshalb vorhandene

Vorschriften nicht umgesetzt werden und Ausführungen nicht fachgerecht erfolgen. Das

Erdbeben in Bam hat gezeigt, was sich in Wirklichkeit unter den glänzenden Fassaden der

iranischen Bauwerke versteckte. Leider ist dies bei anderen Städten im Iran nicht anders. Eine

Zusammenfassung 181 fachgerechte Ausführung kann nicht durch die Verschärfung von Vorschriften und Gesetzen

erzwungen werden, solange die Bauarbeiten von unqualifizierten Arbeitskräften ausgeführt

werden. Deshalb sollten durch gezielte Maßnahmen die für die Bauindustrie erforderlichen

Handwerker ausgebildet und vorhandene Handwerker weitergebildet werden. Die Ausführung

von Bauarbeiten sollte nur von zugelassenen Firmen des jeweiligen Berufzweiges

vorgenommen werden dürfen. Die Zulassung von Baufirmen sollte von deren Leitung durch

qualifizierte Personen mit ausreichender und nachgewiesener Erfahrung abhängig gemacht

werden.

Damit die bislang schwarz arbeitenden Firmen bei einer offiziellen Anmeldung nicht finanziell

benachteiligt werden, könnten die Betriebe als Anregung einige Jahre von der Gewerbe- und

Einkommenssteuer befreit, und die Kosten für die Sozialversicherung ganz oder teilweise vom

Staat übernommen werden.

In der Branche tätige Arbeiter müssten durch fachspezifische Kurse mit den Grundlagen ihres

ausgeübten Berufs vertraut gemacht werden. Die Zulassung von Baufirmen sollte zeitlich

befristet und eine Verlängerung erst nach erneuter Prüfung der o.g. Kriterien erteilt werden.

Die Ausführung von Bauarbeiten müsste streng überwacht werden. Hierzu sollten die Betriebe

einen Verband gründen, der Richtlinien für die Ausbildung des Personals aufstellt und deren

Umsetzung kontrolliert.

Für das Gesamtverhalten eines Bauwerks im Erdbebenfall spielen Geschossdecken eine sehr

wichtige Rolle. Diese verhalten sich wie horizontale Scheiben und sammeln Trägheitskräfte,

welche sie an die vertikalen tragenden Bauteile weiterleiten. Dabei wird sichergestellt, dass

diese bei der Aufnahme der horizontalen Erdbebenbeanspruchung zusammenwirken. Bei

unregelmäßigen und komplizierten Anordnungen vertikaler Tragsysteme ist die

Scheibenwirkung der Decken besonders wichtig, ebenso auch bei der gleichzeitigen

Verwendung von Systemen mit unterschiedlicher horizontaler Verformbarkeit [EC8]. Bei der

Abtragung der vertikalen Lasten stützt sich die Geschossdecke auf die vertikalen Tragelemente.

Bei einem Erbeben werden die in den Querwänden entstehenden horizontalen Kräfte über die

Deckenscheiben an die Schubwände oder andere alternative Tragelemente weitergeleitet. Ist

ein kraftschlüssiger Anschluss der Wände an die Deckenscheibe nicht gewährleistet oder keine

Scheibenwirkung der Decke vorhanden, kann es zum Umkippen der Wände und zur Zerstörung

des Bauwerks kommen.

In Bam kamen zwei Geschoßdeckentypen vor: die Kappendecke und die Stahlbeton-

balkendecke. Kappendecken waren mit einem Anteil von 90 % am häufigsten verbreitet

[Mog04a] und konnten den oben genannten Forderungen nicht gerecht zu werden.

Mit der Einfuhr von Stahlträgern aus Europa begann im Iran etwa Mitte des 20 Jahrhunderts der

Bau von Kappendecken. Ihre Bauweise wurde aus Europa eingeführt, jedoch ohne das vor-

handene Wissen sowie die Richtlinien für die Berechnung und Ausführung zu berücksichtigen.

182 Zusammenfassung

Die Kappendecke besteht aus parallel verlaufenden Stahlträgern, deren Zwischenräume mit

gebrannten Ziegeln ausgefüllt sind. Der Achsabstand beträgt 80 bis 100 cm. Zur Herstellung

des Ziegelgewölbes zwischen den Trägern wird Mörtel aus Lehm und Gips verwendet. Wegen

der schnellen Abbindung des Gipsmörtels ist eine Ausführung ohne Schalung möglich. Da im

Iran in der Regel eine ebene Deckenuntersicht angestrebt wird, hielt man die Stichhöhe klein,

um einen dicken Innenputz zu vermeiden. Mit der Zeit haben iranische Maurer ihre Hand-

fertigkeiten verbessert, so dass sie in der Lage sind, ohne Schalung so genannte „scheitrechte“

Kappendecken auszuführen.

Bei den Kappendecken, die vor dem Inkrafttreten des Codes 2800 im Jahr 1988 hergestellt

wurden, erfolgte der Anschluss der Stahlträger im Auflagerbereich lediglich durch

Kontaktpressung: Die Stahlträger waren ohne zusätzliche Lagesicherung auf das Mauerwerk

gelegt und nicht miteinander verankert. Maßnahmen zur Aufnahme des Gewölbeschubs in den

Endfeldern fehlten vollständig. Aufgrund fehlender Traglastreserven gegenüber Erdbebenlasten

hat diese Bauweise maßgeblich zu den vielen Toten und Verletzten beigetragen. Nach dem

Code 2800 müssen bei der Ausführung der Kappendecke bestimmte Vorschriften eingehalten

werden. Die wichtigsten davon lauten:

• Die Träger sind mit dem Ringanker oder den Unterzügen kraftschlüssig zu verbinden.

• Die Stahlträger sind über Diagonalstäbe miteinander zu verbinden.

• Die Randträger der Endfelder sind an beiden Enden und im Abstand von kleiner als 2 m

mit Zugankern aus Rund- oder Flachstahl am Nachbarträger zu befestigen.

Weder der Code 2800 noch andere iranische Normen schlagen eine Bemessungsmethode für

Kappendecken vor. Wie gefährlich die Kappendecke bei einem Erdbeben sein kann, zeigt ein

internationaler Vergleich der Anzahl der Todesopfer mit der Zahl der Verletzten. Bei den

schweren Erdbeben der letzten zehn Jahre hatte es für gewöhnlich sehr viel weniger Tote als

Verletzte gegeben. Der maximale Wert lag beim Erdbeben in der Türkei im Jahre 1997 mit einer

Stärke von 7,6 bei ca. 1: 3. In Bam betrug das Verhältnis von Toten und Verletzten jedoch 1:

0,7. Für die hohe Anzahl von Todesopfern kann unter anderem die Kappendecke verantwortlich

sein: Bei zerstörten Bauwerken mit Stahlbetondecken können Hohlräume entstehen, wodurch

eine spätere Rettung der Menschen möglich ist. Bei Gebäuden mit Kappedecken jedoch

werden die Bewohner unter Haufen von Ziegeln und Bauschutt begraben. Selbst diejenigen

ohne ernsthafte Verletzungen haben kaum eine Überlebenschance, da sie an einer großen

Staubwolke ersticken können.

Die wichtigsten Regeln, die bei der Herstellung von Kappendecken in Bam nicht berücksichtigt

wurden lauten:

• Verankerung der Stahlträger an die Ringanker

• Anordnung der Zuganker an den Randfelder für die Aufnahme des Gewölbeschubs

• Aussteifung der Kappendecken mit Diagonalstäben

Zusammenfassung 183 Die im Code 2800 verankerten Regeln für die Ausführung von Kappendecken sind nach

konstruktiven Überlegungen erstellt worden. Zwar führt ihre Umsetzung zu einer höheren

Tragfähigkeit, dennoch ist das Versagensrisiko im Erdbebenfall nicht kalkulierbar.

Um die Sicherheit der Bewohner bei schweren Erdbeben zu gewährleisten und den Einsturz der

Kappendecke auch bei einem starken Erdbeben auszuschließen, muss diese ausreichende

Traglastreserven besitzen. Auch ein lokales Versagen der Kappendecke in einem Feld kann die

Zerstörung der gesamten Decke zur Folge haben, weil die Aufnahme von Gewölbeschub für

weitere Deckenfelder nicht mehr gewährleistet ist. Für die Beurteilung der Tragfähigkeit der

Kappendecke wurde das Verhalten der Kappendecke unter folgenden Bedingungen untersucht:

• zwischen Stahlträgern unter vertikalen Belastungen aus Eigengewicht und Verkehrslast

• unter horizontalen Lasten aus Erdbeben, ohne Berücksichtigung der Schwerlast

• unter vertikaler Belastung aus Eigengewicht, Verkehrslast und horizontalen Belas-

tungen aus Erdbeben

Die Untersuchungen wurden für neun verschiedene Fälle nach der Finite-Elemente-Methode

(FEM) durchgeführt, um festzustellen, ob die im Code 2800 festgelegten Maßnahmen für die

Erdbebensicherung der Kappendecke ausreichend sind.

Unter Flächenlast entstehen auf der Oberseite der Kappe an den Auflagern, und auf der

Unterseite in der Feldmitte Risse. Damit bildet sich ein Gewölbe aus. Die Flächenlast wird durch

das entstehende Gewölbe über Druckspannungen an die Widerlager weitergeleitet. Die schräg

wirkende Druckkraft an den Auflagern wird in eine vertikale und horizontale Komponente

zerlegt. Die vertikalen Kräfte werden von den Stahlträgern aufgenommen. Die horizontalen

Kräfte heben sich bei angrenzenden Kappen auf. Am freien Ende der Endfelder müssen sie

vom Widerlager aufgenommen werden können. Die geringe Zugfestigkeit des Mauerwerks hat

auf die Tragfähigkeit der Kappendecke bei vertikaler Flächenlast keinen Einfluss. Die Trag-

fähigkeit der Kappe ist abhängig von deren Spannweite und Dicke.

Bei horizontaler Belastung bleibt die Deckenscheibe bis zu einer bestimmten Belastung, die hier

„Risslast“ genannt wird, linear. Danach entstehen erste Risse. Die Risslast der Deckenscheibe

ist abhängig von den Auflagerbedingungen (vierseitig- oder dreiseitige Lagerung), der

Lastrichtung und Lastkombinationen sowie der Zugfestigkeit des Mauwerks. Die Unter-

suchungen zeigten, dass die Anordnung der Zuganker und der Diagonalstäbe keinen Einfluss

auf die Höhe der Risslast und das Entstehen der ersten Risse in der Deckenscheibe hat.

Dagegen verbessert sich die horizontale Traglast der Deckenscheibe erheblich. Die Decken-

scheibe mit den Zugankern in Drittelpunkten kann größerer horizontaler Last aufnehmen als

solche in den Mittelpunkten.

Anschließend wurde die Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und

horizontalen Lasten untersucht. Auf der Grundlage der Ergebnisse wurde festgestellt, welchen

184 Zusammenfassung

Einfluss die Anordnung der Zuganker sowie die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe mit

Diagonalstäben auf die Tragfähigkeit der Kappendecke haben. Zum Schluss wurde die

ermittelte horizontale Traglast der Erdbebenersatzlast gegenübergestellt, um die Erdbeben-

sicherheit der untersuchten Fälle zu beurteilen.

Bei Kappendecken ohne Zuganker wird durch eine horizontale Verformung der Randträger die

Bildung eines Gewölbes in den Randfeldern verhindert, wodurch diese einstürzen können. Zwar

können die Außenwände über den Randträgern, oder die Brüstungen auf der Dachterrasse

einen Teil des Gewölbeschubs der Kappendecke aufnehmen, wodurch sich die vertikale

Traglast der Decke erhöht. Dieser Vorteil verschwindet jedoch mit dem Einsturz der Brüstungen

oder Außenwände bei einem Erdbeben. Da die Decke keine Tragreserven besitzt, führt schon

eine kleine zusätzliche Belastung durch ein Erdbeben zum Einsturz der Decke. Durch den

Einsatz von Zugankern an den Randfeldern verbessert sich die Tragfähigkeit der Kappendecke

unter vertikaler Flächenbelastung. Dabei weisen Kappendecken, deren Zuganker in den

Drittelpunkten angeordnet sind eine größere Tragfähigkeit auf, als Fälle, bei denen die

Anordnung der Zuganker in den Mittelpunkten erfolgt. Trotz der Verbesserung der Tragfähigkeit

der Kappendecke durch diese Maßnahmen bleiben deren Tragreserven zu gering, um mögliche

vertikale Belastungen aus Erdbeben aufzunehmen.

Durch die Anordnung der Zuganker an den Randfeldern der Kappendecke nimmt auch die

horizontale Traglast der Deckenscheibe zu – bei Zugankern in den Drittelpunkten in größerem

Maße als bei Zugankern in den Mittelpunkten. Die horizontale Aussteifung der Deckenscheibe

mit Diagonalstäben hat nur einen geringen Einfluss auf die Höhe der horizontalen Traglast der

Decke. Die Entstehung von Rissen in der Deckenscheibe bei horizontalen Belastungen kann

durch die horizontale Aussteifung mit Diagonalstäben und der Anordnung von Zugankern nicht

verhindert werden. Die Risse sind durchgehend und laufen in der Regel durch die Fugen.

Dadurch verliert der Mörtel seine Funktion als Bindemittel, wodurch es zum Einsturz der

Kappendecke kommen kann.

Die Bewertungen der numerischen Untersuchungen beweisen, dass die Umsetzung der im

Code 2800 verankerten Regeln für die Ausführung von Kappendecken zwar zu einer Erhöhung

ihrer Tragfähigkeit führt, doch damit trotzdem keine Mindeststandsicherheit bei mäßigen oder

starken Erdbeben gewährleistet ist. Selbst eine Anordnung von Zugankern in den

Drittelpunkten, wodurch die Tragfähigkeit verbessert werden kann, ändert nichts an diesem

Urteil. Somit sollte die Ausführung von Kappendecken nicht weiter gestattet werden.

Der Verfasser empfiehlt stattdessen halbvorgefertigte Stahlbetondecken. Diese bestehen im

Normalfall aus einer 5 bis 6 cm dicken Stahlbetonfertigplatte, die auf der Baustelle bis zur

endgültigen Deckendicke mit Ortbeton ergänzt wird. Die Qualität dieses Deckentyps kann durch

die industrielle Herstellung und einfache Überwachung der Ausführung auf der Baustelle

gesichert werden.

Zusammenfassung 185 Obwohl in den letzten Jahren Stahlbetonbalkendecken häufiger gebaut wurden, besitzen ca. 90

% der Bauwerke im Iran Kappendecken [Mog04a]. Um die Zahl der Opfer im Falle eines

Erdbebens zu verringern, sollte im Rahmen einer Forschungsarbeit ein System entwickelt

werden, das das Verhalten von vorhandenen Kappendecken bei Erbeben nachweislich

verbessert. Die Montage sollte von der Unterseite der Decke und ohne Einsatz von Schweißen

erfolgen, und darüber hinaus wirtschaftlich und einfach bei der Ausführung sein.

ABBILDUNGSVERZEICHNIS

Abbildung 1: Schematische Darstellung der Entstehung von Erdbeben: a) Verformung und

Verschiebung von Blöcken b) Mögliche Blockverschiebungen [Bad86] ................ 9 Abbildung 2: Wichtige Merkmale von Erdbeben in a) Schnitt durch Herdgebiet b)

Isoseistenkarte [Bad86] .......................................................................................... 9 Abbildung 3: Weltkarte der Erdbebengefährdung [Gfz08] ......................................................... 10 Abbildung 4: Tektonische Platten in der persischen Golf-Region [Ran02] ................................. 11 Abbildung 5: Beschleunigungs-Seismogramme des Bam-Erdbebens vom 26.12.2003

[Bui04]................................................................................................................... 13 Abbildung 6: Antwortspektren für die Beschleunigung einer Dämpfung von 5 % für die

verschiedenen Komponenten [Esc04].................................................................. 14 Abbildung 7: Erdbebenzonenkarte des Iran nach Code 2800-1999 [Cod99] ............................. 16 Abbildung 8: Die Zitadelle .......................................................................................................... 17 Abbildung 9: Die stufenweise Entwicklung der Stadt Bam [Esc04] ........................................... 19 Abbildung 10: Die Verteilung der Bauarten in Bam..................................................................... 20 Abbildung 11: a) Die luftgetrockneten Lehmziegel Khescht b) Die Herstellung von Hofmauern

aus Lehm im Chineh-Verfahren............................................................................ 21 Abbildung 12: Konstruktion einer Tage-e-Gahwarei [Sar93] ...................................................... 23 Abbildung 13: Festlegung des Bogens der Lengeh [Zem05]...................................................... 24 Abbildung 14: Herstellung der Lengeh-Pusch [Zem05] .............................................................. 24 Abbildung 15: Tonnengewölbe mit einem Übergangsgewölbe an beiden Enden (Lilli-Pusch) .. 25 Abbildung 16: Die Ausführung von Tschahar–Bakhsch [Zem05] ............................................... 26 Abbildung 17: Vergleich der Erdbebeneinwirkung auf Mauerwerksbauten und einer Halle aus

Stahlrahmen [Mog01] ........................................................................................... 30 Abbildung 18: Druckstrebenwirkung des eingefassten Mauerwerks [Mog01] ............................ 32 Abbildung 19: Um eine Verbindung zwischen Mauerwerk und Pfeilern zu schaffen, darf die

vertikale Verstärkung erst nach dem Hochmauern der Wände betoniert

werden.................................................................................................................. 32 Abbildung 20: Beispiele von Stahlrahmenausbildungen............................................................. 36 Abbildung 21: a) Rahmen aus IPE-Trägern und quadratischem Hohlprofil b) Rahmen aus IPE-

Trägern und Rahmenstütze ................................................................................. 36 Abbildung 22: Einseitiger und zweiseitiger Khorjini-Anschluss................................................... 37 Abbildung 23: Ein biegesteifer Anschluss [Har74] ...................................................................... 43 Abbildung 24: a-b) Gelenkige Knotenverbindung c) Nachgiebige Knotenverbindung............... 44 Abbildung 25: Füllwände mit zu klein dimensionierten Stahlstreben.......................................... 45 Abbildung 26: Einfaches Gelenkfachwerk mit gedrungenen äußeren und schlanken inneren

Stäben [Bac95]..................................................................................................... 46

Abbildungsverzeichnis 187 Abbildung 27: Plastische Mechanismen eines einfachen Rahmens mit Erdbebeneinwirkung:

a) ungeeig-neter Stützenmechanismus, b ) besser geeigneter

Riegelmechanismus [Bac05]................................................................................ 49 Abbildung 28: Verankerung der Riegelbewehrung im Außenknoten [Pau90] ............................ 50 Abbildung 29: Zusatzmaßnahmen zur Verankerung der Riegelbewehrung in Außenknoten

[Pau90; Poa03]..................................................................................................... 50 Abbildung 30: Enge Verbügelung von Riegelenden zur Sicherung der Rotationsfähigkeit der

Fließgelenke [ENV 1998-1-3]............................................................................... 51 Abbildung 31: Enge Verbügelung der Stützenendbereiche zur Erreichung der nötigen

Rotationsduktilität [ENV 1998-1-3] ....................................................................... 51 Abbildung 32: Bewehrung von Rahmenstielen bei typischen Stielquerschnitten mit den

geometrischen Anforderungen für die Duktilitätsklasse “H“ nach EC 8 [Poc03].. 52 Abbildung 33: a-b) Wechselwirkung zwischen Rahmen und Füllwänden [Key88] c)

Wechselwirkung zwischen Rahmen und Brüstungen [Pau90]............................. 53 Abbildung 34: Decke aus Stahlträgern mit Gewölbekappen....................................................... 55 Abbildung 35: Gewährleistung der Scheibenwirkung in der Decke nach dem Code

2800 (1999) .......................................................................................................... 56 Abbildung 36: Aufbau einer üblichen Hohlsteindecke................................................................. 56 Abbildung 37: Verteilung der Schäden bei verschiedenen Bauweisen....................................... 58 Abbildung 38: Schadensstrukturen bei Lehmbauten a) Risse zwischen Stirnwand und

Tonnengewölbe [Tar04] b) Die beschädigten Tonnengewölbe (Lilli-Pusch) im

Übergangsbereich c) Wand mit Schubrissen d) Ein eingestürztes

Tonnengewölbe.................................................................................................... 60 Abbildung 39: a) Das Umkippen der Außenwand führte zum Einsturz der Tonnengewölbe

b) Tonnen-gewölbe mit Schäden an nicht tragenden Wänden [Foto Mah04]

c) Tonnengewölbe mit Zuganker in den äußeren Räumen d) Ein verlassenes

Bauwerk aus Lehm im Stadtzentrum mit sehr geringem Schaden durch das

Erdbeben.............................................................................................................. 60 Abbildung 40: Tonnengewölbe mit Ringankern und Zugstäben ................................................. 63 Abbildung 41: Tonnengewölbe mit Gurtstäben........................................................................... 64 Abbildung 42: Verschiedene Möglichkeiten zur Ausführung von Ringankern und

Eckenausbildungen bei Lehmbauten [Min95] ...................................................... 65 Abbildung 43: a) Risse zwischen tragenden Längs- und Querwänden b) Verbundverlust im

Anschluss-bereich von Längs- und Querwänden c) Umkippen der Wände durch

Verbundverlust im Eckbereich der Außenwände d) Kreuzrisse in einer Wand e)

Umkippen der tragenden Wände und Einsturz der Decke (Foto BHRG) f) Die

Zerstörung der tragenden Wände in der Front des Bauwerks verursachten

dessen Einsturz g und h) Vollkommen zerstörte Mauerwerksbauwerke in Bam 67

188 Abbildungsverzeichnis

Abbildung 44: a-b) Das zerstörte Khomeini-Krankenhaus (Foto Tar04) c) Zerstörung des

Obergeschosses eines Bauwerks d) Bauwerk mit herabgestürztem

Stahlbetonpfeiler e) Unregelmäßigkeiten bei der Ausbild-ung der Knoten im

Ringanker g) Der für die Stahlbetonstützen vorgesehene Bereich wurde nicht

betoniert ............................................................................................................... 69 Abbildung 45: Kreuzrisse in den Wänden zwischen den Öffnungen ......................................... 72 Abbildung 46: a) Umgekippte Brüstung b) Ausführung einer Verblendung ohne Verankerung . 74 Abbildung 47: a) Einschalige Außenwand im Verband gemauert b) Sichtsteine verankert mit

Drahtanker............................................................................................................ 75 Abbildung 48: a) Ein fehlendes horizontales Tragsystem war die Ursache für den Einsturz b)

Dieses Bauwerk ist kurz vor dem Umkippen, einige Füllwände sind bereits

eingestürzt............................................................................................................ 77 Abbildung 49: Zerstörte Stahlbauten in Bam. Die Winkel an den Stützen deuten auf Khorjini-

Anschlüsse hin. .................................................................................................... 78 Abbildung 50: a) Ein Bauwerk mit zerstörten Füllwänden knapp vor dem Einsturz (Foto H.

Hashemi) b) Khorjini-Rahmen mit verstärktem Anschluss und Rahmenstütze ... 78 Abbildung 51: Beschädigte gelenkige und nachgiebige Knotenverbindungen [Has04].............. 79 Abbildung 52: a-b) Fehlerhafte Ausbildung der Knotenpunkte und Diagonalstäbe mit großer

Schlankheit führten zum Versagen c-d) Mangelhafte Ausführung des

Knotenpunktes des Verbands mit Doppel IPE-Trägern ....................................... 80 Abbildung 53: Ungeeignete Diagonalstäbe mit mangelhafter Ausbildung der Anschlüsse ........ 81 Abbildung 54: Beanspruchung des Stegbleches bei ausschließlichem Anschweißen des

Knotenbleches am Steg der Stütze...................................................................... 81 Abbildung 55: Geknickte Rahmenstützen ................................................................................... 83 Abbildung 56: Bruch von Bindeblechen bei Rahmenstützen [H. Hashemi; Has04].................... 84 Abbildung 57: Einige Beispiele von ausgeübten Schweißverbindungen in Bam........................ 85 Abbildung 58: a) Systemskizze der Nordseite des Bauwerks b) Nord- und Südseite des

Bauwerks.............................................................................................................. 86 Abbildung 59: Das Bauwerk besaß auf der Südseite teilweise Verbände mit Rundstahl d =

18mm [Foto a Hos04]........................................................................................... 87 Abbildung 60: Weiches Erdgeschoss und unsymmetrische Aussteifungen führten zu

horizontalen Verschiebungen mit Verdrehungen................................................. 87 Abbildung 61: a) Systemskizze des Bauwerks b) Wohn- und Geschäftshaus ........................... 89 Abbildung 62: a) Anschluss der Diagonalstäbe an die Stütze b) Ausführung

der Knotenpunkte ................................................................................................. 90 Abbildung 63: a) Fachwerksverband mit niedriger Höhe erzeugte kurze Stützen b) Die Stützen

versagten durch Biegeknicken ............................................................................. 91 Abbildung 64: Ein Beispiel für nicht fachgerechte Ausführung von Stahlbetontragwerken in

Bam ...................................................................................................................... 95

Abbildungsverzeichnis 189 Abbildung 65: Ein Bauwerk mit fehlerhaftem Tragwerk und mangelhafter Ausführung ............. 96 Abbildung 66: a) Bauwerk mit unreichender Verbügelung der Stützenendbereiche und

weichem Erdgeschoss b) Nicht ausreichende Querbewehrung der Stütze......... 96 Abbildung 67: Das weiche Erdgeschoss führte zum Stützenmechanismus. .............................. 97 Abbildung 68: Herstellung von Treppenläufen mit teilvorgefertigten Stahlbetonbalken, die

nicht für diese Funktion geeignet sind.................................................................. 97 Abbildung 69: a) Versagen der Füllwände in einem Krankenhaus b) Die Stützen wurden von

den Füllwänden abgeschert [Foto Bui04]............................................................. 98 Abbildung 70: Einige Beispiele aus fehlerhaften Ausführungen in Bam..................................... 98 Abbildung 71: Schadenstypen nach dem Versagen von Kappendecken ................................. 102 Abbildung 72: a) Beschädigte Ziegelhohlsteindecke b) Die Stahlbetonrippen haben sich

vom Unterzug gelöst [Foto Mah04]. ................................................................... 103 Abbildung 73: Antwortkoeffizient des Bauwerks für verschiedene Bodenkategorien in den

Erdbebenzonen 1 und 2..................................................................................... 109 Abbildung 74: Antwortkoeffizient des Bauwerks für verschiedene Bodenkategorien in den

Erdbebenzonen 3 und 4..................................................................................... 110 Abbildung 75: Wahl des Streifens aus der Deckenplatte zur numerischen Untersuchung....... 113 Abbildung 76: Schnittstellen für die Darstellung der Spannungsverläufe ................................. 114 Abbildung 77: Hauptspannungen und Spannungen senkrecht zum Schnitt bei einer linearen

Berechnung ........................................................................................................ 114 Abbildung 78: Spannungen senkrecht zum Schnitt bei linearer Berechnung........................... 115 Abbildung 79: Die Scheibe verhält sich bei einer Belastung von 2 kN/m² elastisch ................. 116 Abbildung 80: Die ersten Risse entstehen bei einer Belastung von 2,5 kN/m² ........................ 116 Abbildung 81: Erste Risse im Feld entstehen bei einer Belastung von 4,0 kN/m²................... 116 Abbildung 82: Spannung senkrecht zum Schnitt, gerissene Elemente und Rissrichtung bei

Belastungen von 4,5-6,75 kN/m²........................................................................ 117 Abbildung 83: Hauptspannungen bei einer Belastung von 6,75 kN/m² .................................... 117 Abbildung 84: Die Scheibe verhält sich bei einer Belastung von 1,0 kN/m² elastisch .............. 118 Abbildung 85: Die ersten Risse entstehen bei einer Belastung von 1,5 kN/m² ........................ 118 Abbildung 86: Ausbildung eines Gewölbes bei der scheitrechten Kappe aus Mauerwerk

[vgl. Ahn01] ........................................................................................................ 119 Abbildung 87: Untersuchte Deckenscheibe mit vierseitigen und dreiseitigen Lagerungen ...... 121 Abbildung 88: Die untersuchten Fälle ....................................................................................... 123 Abbildung 89: Horizontale Flächenbelastungen werden in Knotenbelastungen umgewandelt.123 Abbildung 90: Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpx = 42 kN

und Fpx = 43 kN .................................................................................................. 124 Abbildung 91: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen Belastung Fpx ... 125 Abbildung 92: Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen 85 kN und 86 kN ......... 126

190 Abbildungsverzeichnis

Abbildung 93: Hauptspannungen bei der Belastung [29 -29] kN und [30 -30] kN .................... 126 Abbildung 94: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen Belastung Fpy . 127 Abbildung 95: Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei der horizontalen

Belastung [Fpx Fpy] ........................................................................................... 128 Abbildung 96: Einfluss der Zuganker bei horizontalen Belastungen....................................... 129 Abbildung 97: Einfluss der Zuganker bei horizontalen Belastungen....................................... 130 Abbildung 98: Einfluss der Diagonalstäbe bei vierseitiger Lagerung der Deckenscheibe...... 130 Abbildung 99: Einfluss der Diagonalstäbe bei dreiseitiger Lagerung der Deckenscheiben

mit Zugankern in den Mittelpunkten ................................................................ 131 Abbildung 100: Einfluss der Diagonalstäbe bei dreiseitiger Lagerung der Deckenscheiben mit

Zugankern in den Drittelpunkten ..................................................................... 131 Abbildung 101: a) Netzeinteilung der untersuchten Kappendecke und ein Streifen der

Kappendecke b) Horizontale Auflagerkräfte und Extremwerte der

Druckspannungen für die gewählten Balken................................................... 132 Abbildung 102: Verlauf der Spannungen in den Auflager- und Feldelementen des Balkens

bei einer Animation.......................................................................................... 133 Abbildung 103: Hauptspannungen oben und unten bei einer linearen Berechnung ................ 135 Abbildung 104: Der Verlauf der mxx und myy in der untersuchten Deckenplatte und der

Verlauf der My für die Stahlträger bei der linearen Berechnung..................... 135 Abbildung 105: Die Zusammenstellung der Traglastiterationen .............................................. 136 Abbildung 106: a) Die vertikale Traglast der Decke b) Horizontale Traglast der Decke

bei gleichzeitiger Belastung in x- und y-Richtungen ....................................... 137 Abbildung 107: Die Knotenverschiebung in z-Richtung bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m²

(LF 1) ............................................................................................................... 138 Abbildung 108: Höhenfläche für die Druckspannungen LF 1 und LF 6 .................................... 138 Abbildung 109: Hauptspannungen oben und unten für LF 1 und LF 2 ..................................... 139 Abbildung 110: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF 1 und LF 6 ...... 140 Abbildung 111: Spannungen senkrecht zu den Schnitten (oben und unten) für LF 1 .............. 141 Abbildung 112: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten bei den

Lastfällen 1 bis 3.............................................................................................. 142 Abbildung 113: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten bei den

Lastfällen 4 bis 6.............................................................................................. 143 Abbildung 114: Die horizontalen Belastungen Fx, Fy, Fx + Fy als verteilte Knotenlasten ....... 144 Abbildung 115: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fx................................................... 145 Abbildung 116: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fy................................................... 146 Abbildung 117: Berechnungsergebnisse der Decke unter Fx + Fy .......................................... 147 Abbildung 118: Hauptspannungen oben unter LF 6 ................................................................. 148 Abbildung 119: a) Das untersuchte Feld 4b b) Schnitt E - F und Verlauf der nichtlinearen

Haupt-spannungen .......................................................................................... 149

Abbildungsverzeichnis 191 Abbildung 120: Spannung und Dehnung unter LF 1 und LF 6 im Schnitt E – F...................... 150 Abbildung 121: Zweiaxiale Versagenskurve nach Kupfer-Hilsdorf-Rüsch [Kup73] .................. 151 Abbildung 122: Spannungs-Dehnungslinie ............................................................................... 151 Abbildung 123: Horizontale Verschiebung der Randträger unter Fx + Fy ................................ 152 Abbildung 124: Horizontale Verschiebung der Randträger unter LF 1 und LF 6...................... 152 Abbildung 125: a) Das Versagen der Decke tritt in der Mitte des Felds 4b ein

b) Das Versagen einer Kappendecke in Bam [Foto H. Hashemi] ................... 153 Abbildung 126: a) Die vertikale Traglast der Decke b) Horizontale Traglast der Decke bei

gleichzeitiger Belastung in x- und y-Richtungen ............................................. 155 Abbildung 127: Höhenfläche für die Druckspannungen LF 1 und LF 3 .................................... 156 Abbildung 128: Hauptspannungen oben und unten für LF 1 .................................................... 156 Abbildung 129: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF1 ...................... 156 Abbildung 130: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF3 ...................... 157 Abbildung 131: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten bei

den Lastfällen 1 bis 3....................................................................................... 158 Abbildung 132: a) Die vertikale Traglast der Decke b) Horizontale Traglast der Decke bei

gleichzeitiger Belastung in x- und y-Richtungen ............................................. 159 Abbildung 133: Hauptspannungen oben und unten für LF 1 .................................................... 160 Abbildung 134: Höhenfläche für die Druckspannungen LF 1 und LF 6 .................................... 161 Abbildung 135: Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF 1und LF 6 ....... 161 Abbildung 136: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten

für LF 1 - LF 3.................................................................................................. 163 Abbildung 137: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten

für LF 4 – LF 6 ................................................................................................. 164 Abbildung 138: Einsturz des Randfeldes einer Decke ohne Zuganker [ Foto Mah04] ............ 166 Abbildung 139: Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten für die Traglast

5,69 kN/m² ....................................................................................................... 166 Abbildung 140: Trotz Verankerung der Träger versagten die Kappendecken unter

Erdbebenlasten................................................................................................ 167 Abbildung 141: Versagen der Kappendecke unter vertikalen Belastungen [Foto Mah04] ....... 171 Abbildung 142: a) Durchgehende Risse in den Ecken der Kappendecke b) Durch Risse

verliert der Mörtel seine Funktion als Bindemittel: die Kappendecke knapp

vor dem Einsturz.............................................................................................. 173

TABELLENVERZEICHNIS

Tabelle 1: Der Abstand der wichtigsten Städte zu den seismisch aktiven Verwerfungen

[Bar90] ..................................................................................................................... 12

Tabelle 2: Die wichtigsten Erdbeben im Iran seit 1900 [Bar03] ................................................ 12

Tabelle 3: Erdbebenzonen mit dazugehörigen Bodenbeschleunigungswerten[Cod05] ........... 15

Tabelle 4: Mindestwerte der horizontalen Schubwandfläche in Prozenten der Gesamtfläche

der jeweiligen Geschossflächen [Cod99] ................................................................ 33

Tabelle 5: Bemessungsduktilität µ∆ für Fachwerke mit Diagonalen unterschiedlicher

Schlankheit .............................................................................................................. 46

Tabelle 6: Anzahl der Toten und Verletzen bei einigen schweren Erdbeben .......................... 104

Tabelle 7: Erdbebenzonen mit zugehörigen Bodenbeschleunigungswerten.......................... 109

Tabelle 8: Parameterwerte zur Beschreibung des Antwortkoeffizienten B............................. 109

Tabelle 9: Die Werte für B in Abhängigkeit von Bodenkategorie und Erdbebenzonen .......... 110

Tabelle 10: Das Gewicht der erforderlichen Wandfläche im Erdgeschoss und im

Obergeschoss........................................................................................................ 110

Tabelle 11: Stockwerkskräfte Fi in Quer- und Längsrichtung für C= 0,963 .............................. 111

Tabelle 12: Stockwerkskräfte Fi für die unterschiedlichen C in Abhängigkeit von den

Bemessungswerten der Bodenbeschleunigung und Baugrundklassen ................ 111

Tabelle 13: Horizontale Belastung der Deckenscheibe in Abhängigkeit von Bodenkategorie

und Erdbebenzonen .............................................................................................. 112

Tabelle 14: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen für die scheitrechten Kappen

aus Mauerwerk mit Zugfestigkeiten von 0,10 N/mm² und 0,05 N/mm² ................. 118

Tabelle 15: Extremwerte der Spannungen bei unterschiedlichem Trägerabstand und

variabler Kappendicke ........................................................................................... 119

Tabelle 16: Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse.. 124

Tabelle 17: Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse.. 126

Tabelle 18: Horizontale Traglast der Deckenscheibe und Einfluss der Anordnung

der Zuganker und der Diagonalstäbe bei gleichzeitiger Belastung

in x-und y-Richtungen............................................................................................ 131

Tabelle 19: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnung eines Streifens der Kappendecke

als Balken und der Scheibe (s. Kapitel 7.2.2)........................................................ 133

Tabelle 20: Ergebnisse der linearen Berechnung der Kappendecke bei einer Belastung

von q ...................................................................................................................... 134

Tabelle 21: Lastkombinationen für die Berechnungen.............................................................. 137

Tabellenverzeichnis 193 Tabelle 22: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und

Diagonalstäbe und Knotenverschiebungen sowie die Verschiebung

der Stahlträger in z-Richtung ................................................................................. 138

Tabelle 23: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten....... 140

Tabelle 24: Die horizontalen Traglasten für Fall 4 und Fall 8 ................................................... 155

Tabelle 25: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und



Tabelle 26: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten....... 157

Tabelle 27: Die horizontalen Traglasten für die Fälle 5 und 9 .................................................. 159

Tabelle 28: Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und



Tabelle 29: Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen ................................. 162

Tabelle 30: Die Extremwerte für die Fälle 2 und 3 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m²

sowie die jeweilige vertikale horizontale Traglast.................................................. 167

Tabelle 31: Die Extremwerte für die Fälle 6 und 7 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m²

sowie die jeweilige vertikale und horizontale Traglast........................................... 167

Tabelle 32: Die Extremwerte für die Fälle 2 bis 5 bei einer Belastung von q = 6,75 kN/m²

sowie die jeweilige vertikale Traglast..................................................................... 168

Tabelle 33: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 2 bis 5 unter gleichen

Belastungen........................................................................................................... 169

Tabelle 34: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 6 und 8 unter gleichen

Belastungen........................................................................................................... 169

Tabelle 35: Die Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen der Fälle 7 und 9 unter gleichen

Belastungen........................................................................................................... 170

Tabelle 36: Horizontale Erdbebeneinwirkung der Deckenscheibe für die unterschiedlichen

Erdbebenzonen in Abhängigkeit von der Bodenklasse (s. Tabelle 13)................. 172

Tabelle 37: Horizontale Traglasten der Kappendecke und entsprechende Erdbebenzonen

und Bodenklassen ................................................................................................. 172

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Anhang 1 199 ANHANG 1

Berechnung der Scheibe mit der Zugfestigkeit 0,05 N/mm²

Die folgenden Abbildungen zeigen die Spannungen senkrecht zu den Schnittflächen im Feld

und in den Auflagerbereichen, sowie die Rissrichtungen in den Elementen bei Belastungen von

2,0 bis 6,75 kN/m².

Belastung


2,0 kN/m² (0,4 kN/m)

2,5 kN/m² (0,5 kN/m)

3,0 kN/m² (0,6 kN/m)

3,5 kN/m² (0,7 kN/m)

4,0 kN/m² (0,8 kN/m)

200 Anhang 1

Belastung


4,5 kN/m² (0,9 kN/m)

5,0 kN/m² (1,0 kN/m)

5,5 kN/m² (1,2 kN/m)

6,0 kN/m² (1,2 kN/m)

6,75 kN/m² (1,25 kN/m)


Die Untersuchung der Deckenscheiben unter horizontaler Belastung

Fall 1 Belastung: Fpx

Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpx = 85kN und Fpx = 86 kN

Belastung σI σII 85 kN 0,0993 N/mm² -0,101 N/mm² 86 kN 0,0927 N/mm² -1,16 N/mm²

Extremwerte für die Hauptspannungen vor und nach der Entstehung der Risse

Belastung: Fpx = 90 kN Belastung: Fpx = 100 kN Belastung: Fpx = 110 kN

Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,432 mm y: 1,08 mm 1,20 N/mm² x: 0,555 mm y: 1,35 mm 1,36 N/mm² x: 0,615 mm y: 1,39 mm 1,51 N/mm²

Belastung: Fpx = 120 kN Belastung: Fpx = 130 kN Belastung: Fpx = 140 kN Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,711 mm y: 1,53 mm 1,63 N/mm² x: 0.799 mm y: 1.56 mm 1.74 N/mm² x: 0.867 mm y: 1.69 mm 1.88 N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastungen Fpx von 90 kN bis 140 kN

202 Anhang 2


Fall 1 Belastung: Fpy

Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpy = 88 kN und Fpy = 89 kN

Belastung σI σII

87kN 0,0997 N/mm² -0,103 N/mm² 88 kN 0,0955 N/mm² -0,612 N/mm²


Belastung: Fpy = 90 kN Belastung: Fpy = 100 kN Belastung: Fpy = 110 kN



Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,17 mm Y: 3,95 mm 1,14 N/mm² x: 1,86 mm y: 4,44 mm 1.24 N/mm² x: 0,203 mm y: 4,76 mm 1. N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastungen Fpy von 90 kN bis 140 kN

Anhang 2 203 Die Untersuchung der Deckenscheiben unter horizontaler Belastung

Fall 1 Belastung: [Fpx Fpy]

Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen von [45 45] kN und [46 46] kN

Belastung σI σII [ 45 45] kN 0,0983 N/mm² -0,100 N/mm² [ 46 46] kN 0,0997 N/mm² -0,646 N/mm²


Belastung: [50 50] kN Belastung: [60 60] kN Belastung: [70 70] kN




Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastungen von [50 50] kN bis [100 100] kN

204 Anhang 2



Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen von Fpx = 85kN und Fpx = 86 kN

Belastung σI σII

86 kN 0,1000 N/mm² -0,102 N/mm² 87 kN 0,0955 N/mm² -0,727 N/mm²





Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,564 mm Y: 0,856 mm 1,28 N/mm² x: 0.627 mm y: 0,929 mm 1.38 N/mm² x: 0.695 mm y: 1.03 mm 1.49 N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastung Fpx von 90 kN bis 140 kN




Belastung σI σII






Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,175 mm Y:0,935 mm 0,987 N/mm² x: 0,193 mm y: 1,04 mm 1.08 N/mm² x: 0,210 mm y: 1,14 mm 1,18 N/mm²


206 Anhang 2



Hauptspannungen bei Belastungen von [45 45] kN und [46 46] kN




Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,199 mm y: 0,467 mm 0,655N/mm² x: 0,271 mm y: 0,613 mm 0,859 N/mm² x: 0,346 mm y: 0,781 mm 1,05 N/mm²






Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpx = 85 kN und Fpx = 86 kN

Belastung σI σII




Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,188 mm y: 0,206 mm 0,581 N/mm² x: 0,354 mm y: 0,385

mm 0,826 N/mm² x: 0,360 mm y: 0,403 mm 0,915N/mm²


Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,457 mm Y: 0,479 mm 1,03 N/mm² x: 0.507 mm y: 0,530 mm 1.13 N/mm² x: 0.572 mm y: 0,565 mm 1.23 N/mm²


208 Anhang 2




Belastung σI σII




Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,108 mm y: 0,302 mm 0,5,81 N/mm² x: 0,129 mm y: 0,525 mm 0,745 N/mm² x: 0,153 mm y: 0,600 mm 0,845 N/mm²


Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,174 mm Y:0,696 mm 0,924 N/mm² x: 0,191 mm y: 0,769 mm 1.02 N/mm² x: 0,210 mm y: 0,913 mm 1,14 N/mm²










Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,377 mm y: 0,686 mm 1,12 N/mm² x: 0,439 mm y: 0,766mm 1,27 N/mm² x: 0,439 mm y: 0,895 mm 1,45 N/mm²


210 Anhang 2



Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpx = 85 kN und Fpx = 86 kN

Belastung σI σII






Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,517 mm y: 0,814 mm 1,19 N/mm² x: 0.572 mm y: 0,890 mm 1.29 N/mm² x: 0.637 mm y: 0,948 mm 1.38 N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastungen Fpx von 90kN bis 140 kN



Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen Fpy= 88 kN und Fpy = 89 kN

Belastung σI σII






Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,167 mm Y: 0,916 mm 0,969 N/mm² x: 1,83 mm y: 1,03 mm 1.05 N/mm² x: 0,201 mm y: 1,14 mm 1,15 N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastung Fpy von 90 kN bis 140 kN

212 Anhang 2














Belastung σI σII 88 kN 0,0996 N/mm² -0,102 N/mm² 89 kN 0,0938 N/mm² -0,569 N/mm²



Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,175 mm y: 0,202 mm 0,569 N/mm² x: 0,222 mm y: 0,254 mm 0,636N/mm² x: 0,289 mm y: 0,317 mm 0,802N/mm²


Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,427 mm y: 0,461 mm 0,969 N/mm² x: 0.474 mm y: 0,498 mm 1.06 N/mm² x: 0.526 mm y: 0,543 mm 1.15 N/mm²

Gerissene Elemente und Rissrichtungen bei horizontalen Belastung Fpx von 90 kN bis 140 kN

214 Anhang 2




Belastung σI σII




Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,104 mm y: 0,300 mm 0,5,69 N/mm² x: 0,119 mm y: 0,418 mm 0,622 N/mm² x: 0,143 mm y: 0,574 mm 0,818 N/mm²


Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 0,166 mm Y:0,674 mm 0,912 N/mm² x: 0,180 mm y: 0,740 mm 0,966 N/mm² x: 0,200 mm y: 0,847 mm 1,08 N/mm²


216 Anhang 2




Belastung σI σII






Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 1,68 mm Y: 1,53 mm 1,96 N/mm² x: 1,98 mm y: 1,77 mm 2,22 N/mm² x: 2,26 mm y: 2,00 mm 2,23 N/mm²








Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,241mm y: 0,205 mm 0,461 N/mm² x: 0,586 mm y: 0,445 mm 0,771 N/mm² x: 0,861 mm y: 0,565 mm 0,927 N/mm²


Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 1,19 mm y:0,731 mm 1,16 N/mm² x: 1,54 mm y: 0,938 mm 1,37 N/mm² x: 1,84 mm y: 1,13 mm 1,56 N/mm²


218 Anhang 2


Fall 6 Belastung: [Fpx -Fpy]

Hauptspannungen bei Belastungen von [29 -29] kN und [30 30] kN

Belastung σI σII [ 29 -29] kN 0,0983 N/mm² -0,105 N/mm² [30 -30] kN 0,0938 N/mm² -0,869 N/mm²









Hauptspannungen bei den horizontalen Belastungen von Fpx = 41kN und Fpx = 42 kN

Belastung σI σII






Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD X: 1,48 mm Y: 0,970 mm 1,70 N/mm² x: 1,75 mm y: 1,10 mm 1,92 N/mm² x: 2,00 mm y: 1,20 mm 2,14 N/mm²


220 Anhang 2











222 Anhang 2



Hauptspannungen bei den horizontalen Belastung Fpx = 41kN und Fpx = 42 kN

Belastung σI σII








224 Anhang 2







Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD Max. Knotenverschiebung Max. σD x: 0,351 mm y: 0,395 mm 0,690N/mm² x: 0,558 mm y: 0,587 mm 1,00 N/mm² x: 0,743 mm y: 0,738 mm 1,29 N/mm²





Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten

Fall 2 (Kappendecke mit Zugankern in den Mittelpunkten)

Vertikale Traglast der Decke: 8,50 kN/m²

Horizontale Traglast der Decke bei einer konstanten Belastung von q = 6,75 kN/m²:

Belastungen in x-Richtung

Belastungen in y-Richtung

Belastungen in x- und in y-Richtungen

87,50 kN 165 kN 89,38 kN

Nichtlineare Berechnung der Decke: Die Lastfälle mit den zugehörigen Belastungen:

Belastung LF 1 LF 2 LF 3 LF 4 LF 5

q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] --- 50 60 70 80 Fpy [kN] --- 50 60 70 80

Ergebnisse der nichtlinearen Berechnungen: Hauptspannungen

[N/mm²]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten

N Zuganker

[kN] x y z z

LF1 -4,15.....0,0886 -2,23…..0,0998 24,8 0,226 1,99 20,8 19,7 LF2 -4,15….0,0946 -2,23…..0,0998 25,0 0,370 2,29 21,13 19,7 LF3 -4,15.…0,0975 -2,23…..0,0991 25,4 0,429 2,36 21,13 19,7 LF4 -4,15.…0,0971 -2,23..…0,10 25,7 0,491 2,48 21,13 19,7 LF5 -4,15….0,0995 -2,23…..0,01 26,1 0,554 2,62 21,4 19,7

Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Knotenverschiebungen, sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung

Hauptspannungen oben und unten LF 5

226 Anhang 3

Höhenfläche für die Druckspannungen LF 1 und LF 5

Nichtlineare Spannungen in den Schnittrichtungen oben und unten für LF 5

Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall

oben unten oben unten oben unten LF 1 1,66 1,05 3,87 1,41 1,66 1,05 LF 2 1,97 1,37 3,81 1,71 1,41 1,20 LF 3 2,10 1,38 3,79 1,73 1,38 1,17 LF 4 2,17 1,39 3,82 1,76 1,26 1,15 LF 5 2,22 1,40 3,88 1,77 1,33 1,11

Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten

σz = 26,1 kN/ 1,54 cm² = 16,94 kN/cm² > Zul σz = 14,4 kN7m²69 69 Iranian National Building Code Part 10, Steel Structures. Zul σz= 0,6 Fy [Inb03]

Anhang 3 227 LF 1 LF 2 LF 3

oben

unten

Die gerissenen Elemente und Rissrichtungen oben und unten

LF 4 LF 5

oben

unten


228 Anhang 3

Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten

Fall 3 (Kappendecke mit Zugankern in den Drittelpunkten)






167,5 kN 190 kN 107,03 kN



q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] --- 50 60 70 80 90 Fpy [kN] --- 50 60 70 80 90


[N/mm²]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten

N Zuganker

[kN] x y z z

LF1 -3,07….0,0877 -2,23…..0,0997 16,9 0,226 1,38 21,2 19,8 LF2 -3,39….0,0970 -2,23…..0,10 18,0 0,339 1,61 21,4 19,8 LF3 -3.44….0,0990 -2,23…..0,0998 18,3 0,370 1,67 21,4 19,8 LF4 -3,51.…0,0976 -2,23…..0,10 18,6 0,416 1,73 21,5 19,8 LF5 -3,56.…0,0999 -2,23..…0,0999 18,9 0,486 1,88 21,5 19,8 LF6 -3,61….0,0991 -2,23…..0,01 19,4 0,522 1,88 21,5 19,8

Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Knotenverschiebungen, sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung

Hauptspannungen oben und unten für LF 6

Anhang 3 229



Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall



230 Anhang 3

LF 1 LF 2 LF 3

oben

unten


LF 4 LF 5 LF 6

oben

unten


Anhang 3 231 Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten Fall 5 (Kappendecke mit Zugankern in den Drittelpunkten)






167,5 kN 190 kN 112,66 kN



q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] --- 50 60 70 80 90 Fpy [kN] --- 50 60 70 80 90


[N/mm²]

Normalkraft [kN]


Stab- verschiebung

[mm]

LF

oben unten Zuganker D. Stab x y z z LF 1 -312…..0,0962 -2,23....0,10 17,3 6,09 0,188 1,31 20,8 19,6 LF 2 -3,44….0,0967 -2,23…0,10 18,3 6,78 0,316 1,53 21,0 19,6 LF 3 -3.49….0,0963 -2,23…0,10 18,6 7,02 0,349 1,59 21,1 19,7 LF 4 -3,54.…0,0989 -2,23....0,10 18,9 7,27 0,390 1,65 21,1 19,7 LF 5 -3,59.…0,0968 -2,23…0,10 19,2 7,53 0,433 1,71 21,1 19,7 LF 6 -3,80….0,0981 -2,23…0,0998 20,3 8,41 0,581 1,82 21,2 19,7 Extremwerte für Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Knotenverschiebungen, sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung


232 Anhang 3

Höhenfläche für die Druckspannungen LF1 und LF 6


Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall




oben

unten


LF 4 LF 5 LF 6

oben

unten


234 Anhang 3

Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten Fall 6 (Kappendecke mit Zugankern in den Mittelpunkten)





57,5 kN 49,38 kN


Belastung LF 1 LF 2 LF 3 LF 4

q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] --- 50 49,4 49,4 Fpy [kN] --- -- 49,4 -49,4


[N/mm²]


Stab- verschiebung

[mm]

Lastfall

oben unten

N Zuganker

[kN] x y z z

LF 1 -4,14.....0,0924 -2,23….0,10 24,6 0,248 1,96 20,8 19,6 LF 2 -4,09….0,0978 -2,23….0,10 25,8 1,13 2,33 21,0 19,7 LF 3 -4,10.…0,0944 -2,23….0,0998 25,1 1,09 2,0 20,8 19,7 LF 4 -4,10.…0,0934 -2,23….0,0994 26,4 1,16 2,66 21,2 19,7

Extremwerte für die Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Knotenverschiebungen, sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung


Anhang 3 235



Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall

oben unten oben unten oben unten LF 1 1,77 1,17 4,01 1,37 1,77 1,17 LF 2 2,18 1,18 3,98 1,45 1,27 1,35 LF 3 2,04 1,07 3,89 1,48 1,18 1,39 LF 4 2,00 1,37 4,07 1,47 1,62 1,19

Extremwerte für die Druckspannungen in Schnittrichtungen oben und unten σz = 26,4 kN/ 1,54 cm² = 17,14 kN/cm² > Zul σz = 14,4 kN7m²70 70 Iranian National Building Code Part 10, Steel Structures. Zul σz= 0,6 Fy[Inb03]

236 Anhang 3

LF 1 LF 2 LF 3

oben

unten


Anhang 3 237 Untersuchung der Kappendecke unter gleichzeitiger Einwirkung von vertikalen und horizontalen Lasten Fall 7 (Kappendecke mit Zugankern in den Drittelpunkten)





75 kN 59,38 kN


Belastung LF 1 LF 2 LF 3 LF 4 LF 5 LF 6 LF 7

q [kN/m²] 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 6,75 Fpx [kN] --- 50 60 50 60 50 59 Fpy [kN] --- 50 60 -50 59


[N/mm²]


Stab- verschiebung

[mm]

Lastfall

oben unten

N Zuganker

[kN] x y z z

LF 1 -3,04….0,10 -2,23…..0,10 17,0 0,253 1,37 21,0 19,7 LF 2 -3,38….0,0966 -2,23…..0,0992 18,9 0,946 1,57 21,2 19,8 LF 3 -3.48….0,0974 -2,23…..0,10 19,5 1,11 1,64 21,2 19,8 LF 4 -3,47.…0,0972 -2,23…..0,10 18,5 0,985 1,49 21,0 19,9 LF 5 -3,54.…0,0999 -2,23..…0,0999 19,0 1,17 1,56 21,0 19,9 LF 6 -3,37….0,0991 -2,23…..0,0999 19,5 0,951 1,79 21,3 19,7 LF 7 -3,48….0,0994 -2,23…..0,0997 20,2 1,11 1,90 21,4 19,7

Extremwerte für die Hauptspannungen, Normalkraft der Zuganker und Knotenverschiebungen, sowie die Verschiebung der Stahlträger in z-Richtung


238 Anhang 3

Höhenfläche für die Druckspannungen LF1 und LF 7


Schnitt 1 [N/mm²]

Schnitt 2 [N/mm²]

Schnitt 3 [N/mm²]

Lastfall

oben unten oben unten oben unten LF 1 2,78 1,10 2,35 1,36 2,78 1,10 LF 2 2,95 1,21 2,23 1,30 2,88 1,02 LF 3 2,98 1,18 2,22 1,33 2,91 1,07 LF 4 3,02 1,11 2,26 1,43 2,87 1,15 LF 5 3,06 1,10 2,30 1,40 2,88 1,15 LF 6 2,85 1,27 2,23 1,30 2,94 0,96 LF 7 2,87 1,30 2,23 1,28 2,98 1,01



oben

unten


LF 5 LF 6 LF 7

oben

unten


Zur Erdbebengefährdung des Iran am Beispiel der Stadt Bam ...

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