Ein frohes neues Jahr erst einmal wünsche ich.

Frage: Hat jemand einen Link auf eine beispielhafte Berechnung einer Stb-Platte nach Zustand 2 parat?Hintergrund ist, dass ich dem Büro zu Weihnachten das neue Zusatzmodul für den Nachweis der Durchbiegungsnachweise im Zustand 2 für PCAE Alpha „geschenkt“ habe.

Nun suche ich zu Vergleichszwecken nach einfachen Bemessungsbeispielen anderer Programme. Einfach mal schauen was bei denen so rauskommt. Es gibt zwar viele Links, aber nur einer führt zu einer solchen Bemessung und den hatte ich nicht kopiert. Ansonsten lande ich immer nur bei den Grundlagenerklärungen, Baumgart, Dlubal und Co. (Erstaunlich, dass RFEM 6 das nicht kann)

Die Problematik ist sicherlich nicht alltäglich gegeben, aber die 490,- € habe ich schon über und mein Interesse obsiegt halt.

sabok schrieb:

Hi ql2/99,
danke für deine Hilfe nein kein EFH !
Und ja ich werde natürlich noch was tragendes suchen, wollte dem BH nur mal zeigen was kommt, wenn unbedingt stützenfrei.
Dein Vorgehen habe ich ned ganz verstanden.
l/250 im Zustand II okay mit allen Lasten
und dann " aus den veränderlichen und ständig veränderlichen l/500" ??
das verstehe ich dann so:
Du rechnest dann nur mit den Veränderlichen Lasten die Durchbiegung wieder im Zustand II und hältst dann l/500 ein ?
Wenn beides (l/250 (aus allen) und l/500 (aus veränderlichen Lasten) im Zustand II eingehalten sind dann betrachtest du das l/500 Kriterium eingehalten ?
BG




 

Du solltest auch immer kontrollieren, wenn du indirekt über das Schlankheitskriterium die Deckenstärke bestimmen möchtest ob im GZG die Stahlspannung in einem gerissenen Querschnitt einen gewissen Wert überschreitet. Wenn ja solltest du die zulässige Schlankheit nach unten anpassen. Und für den Nachweis im GZG solltest du die Verformungen im Zustand II+Kriechen+Schwinden für die Quasi Ständige oder Charakteristische Lastkombination untersuchen und mit den zulässigen Werten vergleichen.  

sabok schrieb:

Hi ql2/99,
danke für deine Hilfe nein kein EFH !
Und ja ich werde natürlich noch was tragendes suchen, wollte dem BH nur mal zeigen was kommt, wenn unbedingt stützenfrei.
Dein Vorgehen habe ich ned ganz verstanden.
l/250 im Zustand II okay mit allen Lasten
und dann " aus den veränderlichen und ständig veränderlichen l/500" ??
das verstehe ich dann so:
Du rechnest dann nur mit den Veränderlichen Lasten die Durchbiegung wieder im Zustand II und hältst dann l/500 ein ?
Wenn beides (l/250 (aus allen) und l/500 (aus veränderlichen Lasten) im Zustand II eingehalten sind dann betrachtest du das l/500 Kriterium eingehalten ?
BG
 

Wenn du nur die veränderlichen und ständig veränderlichen rechnest, erhälst du nicht das "abgeschlossene Rissbild". Aber du kannst dir die Anteile an der Verformung ermitteln und den zweiten Rechendurchgang machen, dann erhält man ein ganz gutes Gefühl.

Beste Grüße

Hi ql2/99,
danke für deine Hilfe nein kein EFH !
Und ja ich werde natürlich noch was tragendes suchen, wollte dem BH nur mal zeigen was kommt, wenn unbedingt stützenfrei.
Dein Vorgehen habe ich ned ganz verstanden.
l/250 im Zustand II okay mit allen Lasten
und dann " aus den veränderlichen und ständig veränderlichen l/500" ??
das verstehe ich dann so:
Du rechnest dann nur mit den Veränderlichen Lasten die Durchbiegung wieder im Zustand II und hältst dann l/500 ein ?
Wenn beides (l/250 (aus allen) und l/500 (aus veränderlichen Lasten) im Zustand II eingehalten sind dann betrachtest du das l/500 Kriterium eingehalten ?
BG

Dachte wir haben November und nicht den 1. April, aber Faschingsbegin war ja zumindest am 11.11....
9,5x11,7m und lagert ringsum auf Mauerwerkswänden auf? RESPEKT!

Es gibt mitunter auch ein Kriterium der Schlankheit im EC 7.4.2, das kann man vergleichend immer mitlaufen lassen.

Ansonsten mache ich es so: Gesamtverformung im "Zustand II" l/250. Und dann aus den veränderlichen und ständig veränderlichen l/500.
Es kann immer nützlich sein auch die Verformungen der Geschossdecke darüber und darunter zu vergleichen.
Obere Decke 25mm Verformung über Decke mit 5mm Verformung z.B. da sollte man anfangen zu denken.
Ansonsten kann man aus der elastischen Verfromung auch mit Faktoren die Verformung im Zustand II abschätzen. Mal grob 3-5 z.B.
Ob man mit Schätzwerten rechnet oder mit geschätzten Werten multipliziert ist Geschmackssache

Beste Grüße

Ps: 44er Decke im Einfamilienhaus? Es gibt wirklich nichts, was es nicht gibt. Ich würde mal nach irgendetwas tragendem im Innenraum suchen und wenn es nur eine Stahlbetonstütze mit 20/20 ist.

Hallo Kollegen,
eine Stahlbetonplatte über EG soll 2-achsig gespannt werden 9,5x11,7 m und bekommt neben dem Eigengewicht 1,8 kN/m2 Aufbau und 5,00 kN/m2 als Verkehr. Platte ist freiaufliegend, an zwei Seiten kommen vom Mauerwerk Wandlasten und Dachlasten, auf der dritten die Giebellasten.
Es gibt EG und OG.
Meine Frage bezieht sich auf die Durchbiegung bzw. Deckenstärke.
Wenn ich mit Frilo PLT und 38 cm Deckenstärke rechne bekomme ich
f= 7,2 mm und f´´32,6 (zustand II mit Kriechen und Schwinden)
Bei verformungsempfindlichen Wänden wären l/500 einzuhalten,
das wären 19 mm, bzw. l/300 31,6 mm.
Bin etwas verunsichert, aber diese Vorschriften beziehen sich schon auf f´´ oder ?
Das würde bedeuten bei l/500 bekomme ich ungefähr eine 44 er Decke bei l/300 eine 38er ?
Oder bin ich da auf dem Holzweg ?




 

Alfredo schrieb:

Also kann man immer pauschal sagen, dass die längere Seite im Verformungsnachweis die maßgebende ist bei den Flachdecken?

 

Der Ansatz der längeren Spannweite gilt ja für einen "vereinfachten" Verformungsnachweis mit den Tabellenwerten für Biegeschlankheit L/d
Prostab hat das zugehörige Modellverhalten genau erkärt

Es sollte jedoch heutzutage mit der Software kein wirklicher Mehraufwand sein für eine Punktgestützte Platte Zustand II gerissen + Kriechen&Schwinden / Langzeitverformung zu berechnen, um anschließend in beiden Richtungen die vorhandene Durchbiegung der zulässigen gegenüberzustellen

Hintergrund: Die Tabellenwerte wurden so gewählt dass unter Einhaltung dieser sich die Durchbiegungsnachweise immer ausgehen, und damit der Tragfähigkeitsnachweis maßgebend wird
Also so wie man früher per Hand gearbeitet hat: Statische höhe aus L/d ermitteln, und dann A_s,erf mit M/Sigma_stahl berechnen.

Das mag zwar statisch-konstruktiv sehr sinnvoll sein, nur: wenn man heutzutage mit L/d kommt, fliegt man aber aufgrund der massiven Höhen relativ schnell raus.

Druckbewehrung wäre für mich ein Aus-Kriterium. I. A. ist die Druckzonenhöhe durch den Dehnungszustand begrenzt, in dem an der Betonseite (oben) die Grenzstauchung erreicht ist und im Stahl auf der Zugseite die Dehnung an der Elastizitätsgrenze nicht unterschritten wird.
Ich kenne RFEM auch nicht, aber ich nehme an, dass die Veträglichkeiten zwischen Balken und Platte voll berücksichtigt werden. Somit kann man sich die Modellierung im Öffnungsbereich als deckengleichrn Balken ersparen. Ich würde auch das Gelenk an den Wandauflagern entfernen, denn in der Realität ist dort eine Einspannung. In Stiglat-Wippel müsste ich reinschauen, aber die Ergebnisse müssten mit der FEM übereinstimmen, wenn die Elementeteilung sinnvoll ist. Trotzdem kann es nicht schaden, sich mal mit der Handrechnung zu beschäftigen. Wenn also am Wandauflager kein Gelenk modelliert wird, müsste man sich sicherheitshalber die Auflagerkräfte in Entfernung von der Wandkante anschauen, da dort Zugkräfte auftreten müssten, die irgendwie kompensiert werden müssen, entweder durch Auflast oder Verankerung in der Wand. Bei einer Betonwand müsste das schon konstruktiv mit einigen Eisen erfüllt sein. 
Wie breit wurde der Balken denn angenommen, wenn schon mit einem Balken gerechnet wurde? 
Durchbiegung? Moderne FEM-Plattenprogramme rechnen die Durchbiegungen im Gebrsuchszustand im Zustand II, was auf RFEM auch zutreffen dürfte. (?) 

Summe H und Summe V bleiben im Ruhezustand schon 0.

Wenn du aber ein schräge Auflagerfuge hast zerlegst du die V-Last 
in einen Anteil II uns senkrecht zur Lagerfuge.
H bleibt für das Mauerwerk 0.

Aber irgendwann (Schräge groß genug / geringe Reibung) kommt der Träger in Bewegung.
 

Die Gl.6.11 ist falsch. 
Die maximale Schubspannung beträgt V/(z*b) beim Vollquerschnitt und beim gerissenen Stahlbetonquerschnitt. Die maximale Schubspannung ergibt sich im Zustand II wie im Zustand I in der Normalspannungsnulllinie und die ergibt sich im Zustand II nicht zwingend in h/2.
Früher hat man damit die Haftspannung am Betonstahl nachgewiesen, was aber ein überflüssiger Nachweis war und mit dem Verankerungsnachweis ohnehin abgegolten ist. 

beyaz17 schrieb:

//Ergänzung:
Habe in der Literatur folgendes gefunden.
[img]https://iili.io/Hs5I5J9.md.png" alt="Hs5I5J9.md.png[/img]
d.h. wenn ich z.B. nen Rechteckquerschnitt habe und meine Arbeitsfuge befindet sich genau auf der Höhe h/2, dann ist die idealisierte Formel Q/z um Faktor 1,2 bis 1,35 falsch.

Da ist nichts falsch, die Rechnung vergleicht die Rechenwerte der Schubspannungen
a) für einen homogenen elastischen Querschnitt
b) für einen Querschnitt im Zustand 2
Dann muss man halt schauen, welchen Fall man hat.

Die Rechnung ist nicht ganz richtig, weil
bei a) mit der Querschnittshöhe h
bei b) mit der statischen Höhe d( d ~ 0.9*h)
gerechnet werden muss.

Berücksichtigt man das, dann sind die Unterschiede kleiner
1.08..1.21 statt 1.20..1.35

es

Hallo,
hängt auch von der Gesamtsituation ab.
Wie hoch ist die Wand darüber, Wanddicke, Wand darüber durchgehend oder mit Öffnungen, Ziegelformat, Mörtelgruppe. Bei kleinformatigen Ziegeln in MG II 50-60iger Jahre wäre ich auch sehr vorsichtig. 
Wenn die Jochträger (Stahlträger HEA HEB) eingebaut und hochgedrückt sind müssen Schlitze zwischen den Jochträgern hergestellt werden um die Flachstürze einzubauen. Bei 24 er Wänden oder dicker kann das in 2 Abschnitten also mit 2 Stürzen nebeneinander gemacht werden. Die Flachstürze müssen dann zugeschnitten werden und auf den Trägerflanschen liegen. Über den Stürzen muss dann ausgemauert bzw. die Fuge kraftschlüssig geschlossen werden und aushärten. Vielleicht ist es besser Kanthölzer statt Stürze zu nehmen. Anschlussfuge dann auskeilen. 
Abstände der Jochträger je nach Situation  4 x 1,125,  5 x 90 cm oder 6 x 75  
 
Nachtrag          
Kanthölzer im Bauzustand. Nach Trägereinbau dann ausmauern
 

und für die Grundlagen zur Rissbildung, Steifigkeitsabfall Zustand I zu II, Leonhardt Band 4, Kapitel 7 hinzuziehen.

Grüße Manolo

Hallo ql2/99,

naja für ne Balkonplatte ist es trivial, das ist klar. Stelle ich mir jedoch vor, ich löse mal eine simple Stahlbetondecke als Einzelbalkendecke auf, welche in Randunterzügen monolithisch anschließen, welche wiederum nur auf zwei Stützen laufen. Dann kriege ich eine Torsion aus der "Balkendecke" auch wenn diese ein Einfeldträger ist und wahrscheinlich ne schöne Rissbildung im Randbalken. Der Einfeldträger bekommt bei einspannter Rechnung weniger Feldmoment und erst nach Rissbildung wieder mehr Feldmoment. Klar, sagt mir mein Gefühl auch, dass wahrscheinlich nichts großartiges herauskommt und die Rissbildung das Gleichgewicht wahrt, da "der Balken auf zwei Stützen" im Grenzzustand der Tragfähigkeit auch im Zustand II immer noch erhalten bleibt, aber manchmal kann man ruhiger schlafen, wenn ich es mir selbst mathematisch beweisen kann und dann eventuell die Bügelabstände doch auf 7.5 cm im Mittelbereich verenge.

Um das mal überschlägig zu untersuchen würde ich die Torsionssteifigkeit GIT/L mit Abminderungsfaktor für den Zustand II als Drehfeder an  deine Platte modellieren. Da sollte aber eigentlich nichts rauskommen

schrieb:

der Unterschied zur 50%-Aufteilung wird erheblich sein,
weil der EFT in diesem System erheblich weicher ist, als anschaulich gedacht
...
Beide sollen die gleichen Biegesteifigkeit EI haben
 

naja .. kommt drauf an, wie man sich die randbedingungen strickt. eine (für mich) typische altbausituation sieht anders aus, etwa 14cm-decke (mit geklauter unterstützung) auf ersatzweisen HE240B - wer ist steifer? (von zustand II, TS, wurfpassungen und anderen sparifankerln mal abgesehen).
im finale rechne ich irgendwelche verbundkonstrukte mit koppelstäben, aber für vorbemessung oder auch für ausführungsplanung (das ist nicht nur planmalen) sind robuste systeme wertvoll und die werden immer wertvoller ...

 

Dazu aus Heft 466 (S. 13)"Der Abbau der Zwangkraft bei dicken Bauteilen erfolgt hauptschlich durch die Bildung sekundärer Risse infolge konzentrierter Bewehrungsanordnung in der Randzone. Die Erklärung für diese Erscheinung liegt darin, dass bei konzentrierter Bewehrungsandordnung die am Rissbildungsprozess beteiligte Betonfläche wesentlich kleiner als die gesamte Betonfläche ist, die im Zustand II unter Zugspannung steht. Hierdurch ist die erforderliche Kraft zur Bildung der weiteren Risse entsprechend kleiner als die Kraft zur Erzeugung des ersten Risses.."

So ganz richtig vermag ich das nicht einzuordnen. Weniger Bewehrung ist besser?

nein, gemeint ist
die Mindestbewehrung wird doch vereinfacht,ohne auf einzelne Beiwerte (k, kc , ...) einzugehen, so berechnet

fcteff * Act, also Betonzugfestigkeit mal Betonquerschnitt, bei einer geringeren anzusetzenden Betonfläche kommt weniger Bewehrung raus,
die aktuellen Erkenntnisse (nach NORM) sind, dass die Bauteildicke in keinem linearen Zusammenhang zur Zwangsspannung steht und man bei dicken Bauteilen vereinfacht die Bauteildicke für die Berechnung der Mindestbewehrung reduzieren kann (heff -> siehe auch aktueller Schneider/Wendehorst, ist im Kommentar zur DIN EN 1991-1-1 etwas besser dargestellt - aber den hat nicht jeder) .


ba.

schrieb:

Ich mein generell enstehen die Risse nicht nur am Rand, sondern in einer Zone mit bestimmter Dicke. Diese Zone ist meist doch deutlich größer als das cnom. Daher wenn der Beton hier einreißt, dann wirkt die Bewehrung auch, da der Stahl an dieser Stelle gedehnt wird.
 

Dazu aus Heft 466 (S. 13)
"Der Abbau der Zwangkraft bei dicken Bauteilen erfolgt hauptschlich durch die Bildung sekundärer Risse infolge konzentrierter Bewehrungsanordnung in der Randzone. Die Erklärung für diese Erscheinung liegt darin, dass bei konzentrierter Bewehrungsandordnung die am Rissbildungsprozess beteiligte Betonfläche wesentlich kleiner als die gesamte Betonfläche ist, die im Zustand II unter Zugspannung steht. Hierdurch ist die erforderliche Kraft zur Bildung der weiteren Risse entsprechend kleiner als die Kraft zur Erzeugung des ersten Risses.."

So ganz richtig vermag ich das nicht einzuordnen. Weniger Bewehrung ist besser?

schrieb:

Hallo,
ich habe einen exzentrisch belasteten Stahlbetonträger, der an der Stütze auf Konsolen aufliegt. Wie schaut der Anschluss an der Konsole aufgrund der Torsion aus? Bitte um Hilfe.Funktionierr das mit Verdornung am Auflagr? Bin da skeptisch.

Die Auflagerbreite des Trägers beträgt ja immerhin 60 cm.
Die Auflagerfläche kann man jetzt schon mal als Querschnitt, der durch (N, M=M_T) belastet ist, nachweisen.
Wenn dieser Nachweis nicht passt, kann man einen Gewindedorn anordnen und bekommt so einen Querschnitt im Zustand II.
Für den Dornbereich muss man natürlich die Haftspannungen nachweisen; im schlimmsten Fall einen Schraubverschluss anordnen.

Sollte unterm Strich also kein Problem sein.

es

schrieb:

Das ist kein Spam. Das ist die Vergleichsberechnung mit Frilo. Lad es getrost runter. Es ist kostenlos und virenfrei. Versprochen !

Da muss man sich aber registrieren, das mache ich nicht.

Ich brauche nur w, M_II, totAs und möglichst den Dehnungszustand
auf der Basis der Daten des Ausdrucks von Statiker99.

Am besten einmal ohne und einmal mit phi_ef, z.B. 1.0.

es