Erdbebenüberprüfung und -ertüchtigung eines historischen Mauerwerksgebäudes

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1 Pia Hannewald, Pierino Lestuzzi Résonance Ingénieurs-Conseils SA, Carouge 1 EINLEITUNG Im vorliegenden Beitrag werden die Erdbebenüberprüfung sowie die vorgeschlagenen Massnahmen zur Ertüchtigung eines historischen Mauerwerksgebäudes in Basel präsentiert. Das unter Denkmalschutz stehende Gebäude wurde in mehreren Etappen erstellt, erweitert und umgebaut und stellt somit eher einen aus mehreren Einzelteilen bestehenden Gebäudekomplex dar. Die Überprüfung des Gebäudes wurde abschnittsweise durchgeführt. Überprüft wurden dabei das Verhalten der Mauerwerkwände in und aus der Ebene, das Verhalten der Galerie im Lichthof und das Tragverhalten des Glasdaches bei Auflagerverschiebungen. Anschliessend wurden für einzelne Bereiche des Gebäudes Ertüchtigungsmassnahmen vorgeschlagen. Bei dem überprüften Gebäude handelt es sich um einen aus verschiedenen Einzelgebäuden zusammengesetzten Komplex am Münsterplatz in Basel, in dem heute das Bau- und Verkehrsdepartement untergebracht ist. Abb. 1 zeigt einen Grundriss des Erdgeschosses und einen Schnitt durch den Zwischenbereich mit Glasdach. Die verschiedenen Gebäudeabschnitte sind drei- bis viergeschossig und haben ein bis zwei ausgebaute Dachgeschosse. Teile dieses Gebäudes wurden bereits im 16. Jh. erstellt. Der vordere, direkt an den Münsterplatz angrenzende Teil und der hintere Teil des Münsterplatzes 11 wurden ursprünglich als getrennte Gebäude erstellt und später durch die Zwischenbauten mit Lichthof (Abb. 1b) verbunden. Im 19. und 20. Jahrhundert wurden einige Umbauten und Renovationen an mehreren Teilen des Gebäudes vorgenommen. Die Tragstruktur besteht im gesamten Gebäude aus Mauerwerk. Wie unverputzte Stellen im Keller und Dachgeschoss gezeigt haben, handelt es sich um Ziegelsteinmauerwerk und Sandstein. Die Deckenkonstruktionen sind je nach Bereich Hourdis- oder Holzbalkendecken. In einem Teil des Gebäudes wurden in den a) 2 GEBÄUDE b) Abb. 1: a) Grundriss des Erdgeschosses und b) Querschnitt des Gebäudes (Pläne: Archiv HBA).

2 Abb. 2: Auf Fachwerkträgern gelagertes Glasgewölbe über dem Lichthof. 1960er Jahren auch Stahlbetondecken eingebaut und die Fassaden rückverankert Die Dachkonstruktion über allen Gebäudeteilen besteht aus Holz. Über dem Lichthof im mittleren Teil des Gebäudes befindet sich ein auf Fachwerkträgern aus Stahlprofilen gelagertes Glasgewölbe, siehe Abb. 2. Das Glasgewölbe ist in sechs relativ flache Teile aufgeteilt. Diese Gewölbe liegen auf im Abstand von 3 m angeordneten Stahlfachwerken auf, welche die Lasten in die beiden angrenzenden Gebäude einleiten (siehe Abb. 1b). Im Lichthof befindet sich eine in allen Geschossen umlaufende Galerie, die aus Steinbogen und -stützen gebaut ist. Wie der Schnitt in Abb. 1b zeigt, ist das Gebäude teils unterkellert und teils auf den für historisches Mauerwerk typischen tiefen Streifenfundamenten gegründet. Das Gebäude ist auf einer etwa 20 m mächtigen Kiesschicht fundiert, darunter liegt die Felsoberkante. Da durch die Einbindung in den Kies keine erdbebenspezifischen Probleme mit der Fundation zu erwarten sind, wurde diese im Rahmen der Überprüfung nicht weiter untersucht. Sondierungen zur Überprüfung der Struktur wurden keine durchgeführt. Die nach dem Planstudium verbleibenden Unsicherheiten hinsichtlich der genauen Ausführungen einiger Details wurden stattdessen über Parametervariationen bei den Berechnungen berücksichtigt. 3 SEISMISCHE EINWIRKUNG Abb. 3: Elastische Antwortspektren der Beschleunigung und Verschiebung der Mikrozone Basel Nord, Subzonen Pleistozän und Holozän, für 5 % Dämpfung mit f = 1.2 (q = 1.0). Die seismische Einwirkung am Standort ist in Basel durch die Mikrozonierung gegeben. Das Gebäude befindet sich in der Mikrozone Basel Nord, auf der Grenze der Subzonen Holozän und Pleistozän. Für die Überprüfung wurde auf der sicheren Seite liegend die Subzone Holozän mit den leicht höheren Einwirkungen verwendet, siehe Abb. 3. Als "Gebäude der öffentlichen Verwaltung" wurde das Gebäude der Bauwerksklasse II mit dem Bedeutungsfaktor f = 1.2 zugeordnet. Für kraftbasierte Berechnungen des Mauerwerks in der Ebene wurde der Verhaltensbeiwert q = 1.5 nach SIA 266 verwendet und aus der Ebene q = 2 nach NTC (2008). 4 NACHWEISE Aufgrund der teilweise weichen Holzbalkendecken sowie wegen der grossen Öffnung und des verwinkelten Grundrisses können die Decken die Lasten nicht über das ganze Gebäude verteilen. Das Gebäude schwingt entsprechend nicht als eine Einheit und wurde daher auch nicht mit einem Modell erfasst, sondern abschnittsweise überprüft. Dabei wurde in manchen Bereichen die Annahme getroffen, dass die Decken sehr steif sein können (massgebend: Nachweise Mauerwerk in der Ebene) als auch die, dass die Decken sehr weich sein können (massgebend: Nachweise Mauerwerk aus der Ebene). Ziel der Variation der Annahme zu den Decken war es, in den Bereichen mit Hourdis- Decken Grenzbetrachtungen der bei diesem Deckentyp möglichen Steifigkeiten durchzuführen. In den folgenden Abschnitten werden die erbrachten Nachweise und die jeweils verwendete Methodik kurz vorgestellt. 4.1 Lastannahmen Das Eigengewicht des Ziegelsteinmauerwerks wurde mit 18 kn/m 3 berücksichtigt und das des Sandsteins mit 20 kn/m 3. Die Eigenlasten der Hourdis-Decken wurden etwas variiert, da aus den Plänen nicht eindeutig ersichtlich war, welche Steine oder Platten zwischen den Stahlprofilen verlegt wurden. Dies hatte allerdings nur einen untergeordneten Einfluss auf die Ergebnisse.

3 Abb. 4: Grundriss eines Gebäudeabschnittes neben dem Lichthof mit schattierter Darstellung der zum Nachweis herangezogenen Wände. Im Gebäude befinden sich überwiegend Büroräume, deren quasi-ständige Nutzlasten nach SIA 261 (2003) Kategorie B mit kn/m 2 = 0.9 kn/m 2 angesetzt wurden. Die ständigen Lasten des Archivs im 4.OG wurden zu 8 kn/m 2 abgeschätzt. 4.2 Mauerwerk in der Ebene Zum Nachweis des Verhaltens in der Ebene wurden die Widerstände gemäss EC8 (2005) verwendet und das Verhalten wurde sowohl kraft- als auch verformungsbasiert, nach Lang (2002), analysiert. Alle Berechnungen wurden mit Excel durchgeführt und Torsion wurde dabei mittels vereinfachter Ansätze (siehe z. B. Lestuzzi & Badoux (2013)) berücksichtigt. Als Druckfestigkeit des Mauerwerks wurde der im Merkblatt SIA 2018 (2004) angegebene mittlere Wert für vor 1943 ausgeführtes Backsteinmauerwerk angenommen und als E-Modul 1000 fxd. In Abb. 4 ist exemplarisch der Grundriss eines Gebäudeabschnittes dargestellt, der als ein Bereich überprüft wurde. Alle zum Nachweis in den beiden Richtungen herangezogenen Wände sind schattiert dargestellt. Aus weiteren Plänen zu diesem Abschnitt ging hervor, dass die Zwischenwände im Laufe der Zeit versetzt oder erst nachträglich erstellt wurden. Aus diesem Grund wurden die Wände als nichttragend eingestuft und in der Berechnung vernachlässigt. Abb. 5 zeigt eine Gegenüberstellung der in beide Richtungen errechneten Kapazitätskurven mit dem Antwortspektrum im ADRS Format. In diesem Beispiel war in x-richtung die Biegetragfähigkeit massgebend und in y-richtung die Schubtragfähigkeit. Aus diesem Grund ist die Verformungskapazität und somit der Erfüllungsfaktor in y- Richtung in diesem Abschnitt kleiner und daher massgebend. Die Berechnungen der übrigen Gebäudeabschnitte wurden analog zu den Berechnungen in diesem Abschnitt durchgeführt. In Gebäudeabschnitten, in denen die Grundrisse weniger regelmässig waren und nicht Abb. 5: Kapazitätskurven und Spektrum im ADRS Format. eindeutig war, ob die Decke die Lasten an alle Wände verteilen kann, wurden Grenzwertbetrachtungen mit und ohne die fraglichen Wände durchgeführt, um den Erfüllungsfaktor einzugrenzen. Wie aus Abb. 5 hervorgeht, konnte für den exemplarisch gezeigten Gebäudeabschnitt dank des verformunsgbasierten Nachweises Erfüllungsfaktoren im mittleren Bereich nachgewiesen werden. Ähnliches galt für die meisten übrigen Gebäudeabschnitte. In allen anderen Fällen lag der Erfüllungsfaktor zumindest oberhalb des nach Merkblatt SIA 2018 mindestens zu erreichenden Schwellenwertes von min = Mauerwerk - aus der Ebene Die Nachweise der Wände aus der Ebene wurden in Zusammenarbeit mit D. D'Ayala erbracht, welche die Berechnungen mit der von ihr entwickelten FaMIVE Methode (D'Ayala & Speranza (2003)) durchführte. Diese Methode nutzt die in Abb. 6 dargestellten Versagensmechanismen und kinematische Überlegungen. Als Einwirkungen und Widerstände werden neben der Exzentrizität der Lasten die Reibung in den Fugen berücksichtigt. Die massgebenden Bruchflächen und der entscheidende Mechanismus werden durch die minimal erforderliche Arbeit zur Aktivierung des Mechanismus bestimmt. Bei den FaMIVE Berechnungen wurden Variationen der Verbindungen in den Ecken (gute oder keine Verbindung zu rechtwinklig angrenzenden Wänden) und Variationen der Übergreifungslänge und des Reibungskoeffizienten durchgeführt, um die Kenntnisunschärfen diesbezüglich zu erfassen und eine Abschätzung der Bandbreite der Ergebnisse zu erhalten. Mit der Methode können kraft- und verformungsbasierte Berechnungen durchgeführt werden, im vorliegenden Projekt wurden sie jedoch nur kraftbasiert durchgeführt.

4 Abb. 6: In FaMIVE Methode berücksichtigte out-of-plane Versagensmechanismen aus D'Ayala & Speranza (2002). Die Berechnungen von D. D'Ayala wurden mit eigenen Berechnungen nach NTC (2008) verglichen. Bei diesen Berechnungen wurden lediglich die Versagensmechanismen A und F nach Abb. 6 berücksichtigt und sowohl kraft- als auch verformungsbasiert überprüft. Nach NTC (2008) werden reine Kippmechanismen berechnet, Gleiten und ein Reibungswiderstand fliessen also nicht in die Berechnungen ein. Nach der FaMIVE Methode wurden die kleinsten Lastfaktoren für Versagensmechanismus G, Abb. 6, ermittelt. Dieser wurde allerdings beim betrachteten Gebäude als lokaler Mechanismus identifiziert (D. D'Ayala), da es sich nur ein Versagen im oberen Bereich der Fassade handelt, das keinen Kollaps der Fassade nach sich zieht und somit keine Auswirkungen auf die Tragstruktur hat. Nichtsdestotrotz sollte zum Beispiel durch Verankerung mit Decken und Dachbalken sichergestellt werden, dass der Mechanismus nicht auftreten kann. Massgebend nach FaMIVE war Mechanismus D in der zum Münsterplatz zeigenden Fassade, die über die Länge nur bedingt durch Querwände gehalten ist. Die Vergleichsrechnungen nach NTC (2008) ergaben etwas kleinere Lastfaktoren als nach FaMIVE, was zum Beispiel durch die Vernachlässigung stabilisierender Querwände und einen auf der sicheren Seite liegenden Ansatz der einwirkenden Horizontallasten erklärbar ist und somit auch erwartet wurde. Die mit vorsichtigen Annahmen kraftbasiert ermittelten Werte nach NTC (2008) können somit hier als eine Art unterer Schwellenwert betrachtet werden. Verformungsbasiert berechnet liegen die nach NTC (2008) ermittelten Erfüllungsfaktoren erwartungsgemäss über den kraftbasiert mit FaMIVE ermittelten Faktoren und wurden daher im vorliegenden Fall als eine Art oberer Grenzwert betrachtet. Die Bewertung wurde auf Basis der FaMIVE Resultate vorgenommen. In fast allen Fällen konnten hiermit zumindest Erfüllungsfaktoren oberhalb des mindestens geforderten Schwellenwertes nachgewiesen werden, Abb. 7: Kinematisches Modell der Galerie im Lichthof. in vielen Fällen lagen die Erfüllungsfaktoren sogar deutlich oberhalb. 4.4 Galerie Lichthof Die Stabilität der in allen Etagen um den Lichthof umlaufende Galerie wurde mit einem kinematischen Modell nach Lagomarsino, Remini (2009) überprüft. Dabei wird das Kippen von Starrkörpern mit dem Prinzip der virtuellen Arbeit und unter Annahme linearer Kinematik, siehe Abb. 7. Im Prinzip ist dieses Modell somit ähnlich dem nach NTC (2008) für das Versagen aus der Ebene. Für die Galerie konnten damit relativ hohe Erfüllungsfaktoren nachgewiesen werden. 4.5 Glasdach Wie auf Abb. 2 bereits teilweise zu erkennen ist, sind die Randbereiche des Glasgewölbes sowie die Endfelder massiv ausgeführt, siehe Abb 8. Vermutlich wurde dies zur Aufnahme des Bogenschubs der rechtwinklig zu den Fachwerkträgern spannenden Glasgewölbe so gebaut. Daher wurde die Annahme getroffen, dass sich das Dach rechtwinklig zu den Stahlfachwerken nicht wesentlich verlängern kann, bevor in den beiden Gebäudeabschnitten, auf denen das Dach aufliegt, signifikante Schäden auftreten. Daraus wurde gefolgert, dass in dieser Richtung nicht das Glasdach sondern die angrenzenden Gebäudeabschnitte massgebend sind und somit der Nachweis qualitativ erbracht ist. Parallel zu den Fachwerken können allerdings die beiden Gebäudeabschnitte, auf denen die Fachwerke aufliegen, unabhängig voneinander schwingen und somit Auflagerverschiebungen des Stahlfachwerkes erzeugen. Aus diesem Grund wurden die Fachwerke hinsichtlich einer Relativverschiebung der Auflager überprüft.

5 Erdbebenüberprüfung und -ertüchtigung eines historischen Mauerwerksgebäudes zu erwarten, dass die beiden Gebäudeteile genau entgegengesetzt schwingen. Für das betrachtete Fachwerk konnten für Relativverschiebungen, die etwa der einfachen spektralen Verschiebung an der Gebäudeoberkante entsprechen, Erfüllungsfaktoren in der gleichen Grössenordnung wie für das Gebäude nachgewiesen werden. Allerdings würde nach dem Ausfall der ersten Stäbe durch Knicken eine Umlagerung der Lasten stattfinden. Der Ausfall der nächsten Stäbe tritt dann erst durch eine weitere Erhöhung der Verschiebungen ein. Für das Fachwerk konnten also gewisse Reserven nachgewiesen werden, so dass dieses im Vergleich zu den Gebäuden, auf denen es aufliegt, nicht massgebend ist. 5 ERTÜCHTIGUNGEN Abb. 8: Draufsicht auf das Dachgeschoss mit Glasgewölbe (Plan Jermann AG; Archiv HBA). In Abb. 9 sind eine Ansicht des Fachwerkes und das zur Überprüfung der Auflagerschiebung verwendete Stabwerksmodell in SAP2000 dargestellt. Wie gross die maximale Relativverschiebung der Auflager im Erdbebenfall tatsächlich ist, kann allerdings nur schwer vorhergesagt werden und wurde daher grob abgeschätzt. Die beiden Gebäudeabschnitte, auf denen das Stahlfachwerk aufliegt, sind in Abmessung und Tragstruktur ähnlich, so dass auch ihre Grundschwingzeiten T1 vergleichbar sind. Mit T1 wurde die spektrale Verschiebung an der Oberkante eines Gebäudeabschnittes max berechnet. Theoretisch wäre eine Relativverschiebung der Fachwerkauflager im Bereich -2 max 2 max möglich. Es ist allerdings nicht Ertüchtigungen sind zwingend nur für die an den Münsterplatz angrenzende Fassade notwendig. An dieser Fassade soll der in Abb. 10 dargestellte Versagensmechanismus D (siehe auch Abb. 6) verhindert werden. In weiteren Bereichen wurde empfohlen, in der Zukunft im Rahmen von eventuell anstehenden Umbauten ebenfalls die Gelegenheit für Ertüchtigungsmassnahmen zu nutzen. Als Massnahmen wurde empfohlen, die Deckenbalken am oberen Ende der Fassade in der Fassade zu verankern und die Decke selbst auszusteifen, um eine Diaphragmawirkung und damit eine Verteilung der Lasten auf alle Wände sicher zu stellen. Dazu müssen zum einen die Holzbalken zum Beispiel mit ausreichend tief in die Wände eingebohrten a) b) Abb. 9: Ansicht eines Fachwerkes und zur Überprüfung verwendetes Fachwerkmodell. Abb. 10: Qualitativ dargestellte Risse bei massgebendem Mechanismus D, siehe auch Abb. 6 (Foto W. Schmidt).

6 und verankerten Gewindestangen oder Dübeln verankert werden. Ausserdem sollte die Decke durch weitere im 45 Winkel aufgeschraubte Verplankungen oder Holzplatten versteift werden. Dadurch lassen sich bei guter Ausführungen Widerstände erzielen, die mit denen einer Decke mit aufbetonierter Schicht vergleichbar sind (Piazza et al. (2008)). Durch die Holzbeplankung lassen sich jedoch deutliche Gewichtseinsparnisse im Vergleich zur Ertüchtigung mit Aufbeton erzielen, was wiederum vorteilhaft ist. In Rütteltischversuchen wurden mit auf diese Weise ertüchtigten Gebäuden sehr gute Ergebnisse erzielt (Mousakis et al. (2012), Vintzileou (2014)). Die Detailplanung und Ausführung der Ertüchtigungsmassnahmen wird vom Ingenieurbüro Schmidt + Partner Bauingenieure AG in Basel ausgeführt. Da die vorgestellte Untersuchung als Unterakkordant für dieses Büro ausgeführt wurde, hat Schmidt + Partner auch die Untersuchung begleitet. 6 VERDANKUNGEN Wie in Abschnitt 4.3 erwähnt, wurden die Berechnungen hinsichtlich Versagen des Mauerwerks aus der Ebene von Dina D'Ayala, Professorin am University College in London, durchgeführt. Hierfür, sowie für die vielen interessanten fachlichen Diskussionen zu dem Thema, wird ihr herzlich gedankt. Das Projekt wurde dadurch sehr bereichert. Weiterhin wird Herrn Wendelin Schmidt vom Büro Schmidt + Partner Bauingenieure AG für seine Unterstützung bei der Bearbeitung des Projektes herzlich gedankt. Dank geht ebenso an das Hochbauamt Basel Stadt, insbesondere Herrn Gmür, in deren Auftrag das Projekt durchgeführt wurde. Lestuzzi, P. & Badoux, M. (2013), Évaluation parasismique des constructions existantes, Presses polytechniques et universitaires romandes. Merkblatt SIA 2018 (2004), Überprüfung bestehender Gebäude bezüglich Erdbeben, Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein, Zürich. Mouzakis C., Vintzileou E., Adami C.-E., Karapitta L. (2012). Dynamic tests on three-leaf stone masonry building model without timber ties before and after interventions. SAHC 2012, Wroclaw NTC (2008): Norme technice per le costruzioni (NTC) per la legislazione italiana, capitolo 7, capitolo 8 e commento alle NTC Piazza, M., Baldessari, C., & Tomasi, R. (2008) The role of in-plane floor stiffness in the seismic behavior of traditional buildings. 14 th World Conference of Earthquake Engineering, Beijing, China SIA 261 (2003), Einwirkungen auf Tragwerke, Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein, Zürich. SIA 266 (2003), Mauerwerk, Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein, Zürich. Vintzileou, E. (2014) Testing Historic Masonry Elements and/or Building Models, in Perspectives on European Earthquake Engineering and Seismology, Editor A. Ansal. 7 LITERATUR D'Ayala, D. & Speranza, E., (2002) An integrated procedure for the assessment of seismic vulnerability of historic buildings. 12th European Conference on Earthquake Engineering D'Ayala, D. & Speranza, E. (2003), Definition of Collapse Mechanisms and Seismic Vulnerability of Historic Masonry Buildings. Earthquake Spectra, Vol. 19, No. 3. EC8 (2005), Auslegung von Bauwerken gegen Erdbeben Teil 3: Beurteilung und Ertüchtigung von Gebäuden EN Griffith, MC, Lam, NTK & Wilson JL (2006), Displacementbased Assessment of the Seismic Capacity of Unreinforced Masonry Walls in Bending, Australian Journal of Structural Engineering, Vol. 6 No. 2, Lagomarsino, S. & Resemini, S. (2009), The assessment of damage limitation state in the seismic analysis of monumental buildings, Earthquake Spectra Vol. 25, No.2. Lang, K. (2002), Seismic vulnerability of existing buildings, Dissertation ETH Zürich.