schrieb:

Aber hängt das doch mit dem 3-D nicht zu hoch oder mit dem Zustand II.
Allein der E-Modul weist erhebliche Streuungen aus, eine korrekte Erfassung des Zustandes II im
Bereich der Rißmomente könnten die meisten von uns genutzten Programme sowieso nicht.
 

Das können nicht nur die Programme nicht. Rombach hat mal eine Kragstütze mit eindeutigen Vorgaben von verschiedenen Leuten und Lehrstühlen (weltweit verteilt, meine ich) rechnen lassen. Es kamen verschiedenste Ergebnisse dabei rum.


 

"..wenn bei statisch unbestimmten Systemen die Schnittgrößenermittlung in Abhängigkeit der Steifigkeiten erfolgt,
ist dann nicht Zustand2 Pflicht !?"

JEIN, oder besser gesagt es kommt darauf an.

z.B. schlanke Stützen, ja, war schon immer so, ansonsten im Hochbau eher nein.

Aber hängt das doch mit dem 3-D nicht zu hoch oder mit dem Zustand II.
Allein der E-Modul weist erhebliche Streuungen aus, eine korrekte Erfassung des Zustandes II im
Bereich der Rißmomente könnten die meisten von uns genutzten Programme sowieso nicht.

2-D hat auch seine Tücken, daher sind unsere Rechenergebnisse mögliche Ergebnisse, am besten
validiert durch Erfahrung in der Baupraxis.
Sobald man diesen Erfahrungsbereich verläßt ist Vorsicht geboten.

Schnittgrößen von durchlaufende Wandartigen Trägern waren schon immer ein Thema.
Schon das alte Heft 240 hatte hierzu schon pragmatische Vorschläge die über die reinen Rechenergebnisse
hinaus gingen (Thema nicht nachgewiesen Stützensenkung).

Und egal ob 2-D oder 3-D, ein bißchen Erfahrung hilt.
Das ist weniger ein Problem der Softwarehersteller, das ist ein Anwenderthema.

Und natürlich wird hier und da händisch nachjustiert, z.B. Bemessung der D-Bereiche,
bei 2-D Deckenberechnungen bei den Verformungen usw. usw.
Das ist ständige Praxis.

schrieb:

Bzgl. der Beispiele auf der Homepage: Softwarehersteller tendieren, genauso wie die Autoren von Fachbüchern dazu, einfache, leicht nachvollziehbare Beispiele zu verwenden. Die Aufgabe des Ingenieurs ist es nun, die einfachen Beispiele auf komplexere Probleme anzupassen und zu verwenden.
 

Wie gedenkt man die Auswirkungen des Zustandes II auf solche Systeme belastbar darstellen. Insbesondere weil ja nicht gleich ganze Bauteile dem Z_II anheimfallen, mithin sich komplexere Tragwerke lastfallabhängig in einem unbekannten Zwischenzustand befinden. Ein Bauteil welches den Z_II  erreicht hat, wird nie mehr Z_I sein können. Also sind da weitere erhebliche Unwägbarkeiten, die ganz bestimmt nicht einfach mal mit einem Faktor X aus Gefühl und Wellenschlag ausgeglichen werden können. Entsprechend sind Sätze wie "Die Aufgabe des Ingenieurs ist es nun..." und ähnliches kaum zielführend und passen in die Kategorie "gegen Abend ist mit Dunkelheit zu rechnen".

Das Problem ist nicht die Software. Es ist egal, ob Du mit Dlubal, Sofistik, InfoCAD, PCAE, mb oder was weiß ich rechnest. Das Problem ist die Methode. Die FEM kann für das im VPI-Aufsatz dargestellte Problem kein auf der sicheren Seite liegendes Ergebnis liefern, was aber nicht heißt, dass die verwendete Software falsch rechnet. Die einzelne Berechnungsschritte sind (hoffentlich) natürlich richtig. Das Programm kann halt nur nicht sas rechnen, was es soll bzw. muss. Eventuell, wenn man eine Software hat, die im Zustand II rechnen kann, damit kenne ich mich aber nicht aus.

Bzgl. der Beispiele auf der Homepage: Softwarehersteller tendieren, genauso wie die Autoren von Fachbüchern dazu, einfache, leicht nachvollziehbare Beispiele zu verwenden. Die Aufgabe des Ingenieurs ist es nun, die einfachen Beispiele auf komplexere Probleme anzupassen und zu verwenden.

schrieb:

...
Die zugehörigen Schnittgrößen hatte ich an einem Ersatzsystem ermittelt,
in dem ich als Querschnitt einen Stahlbetonquerschnitt mit gleichem Trägheitsmoment,
wie der Verbundquerschnitt, eingegeben habe.
...

 

Wenn EI im Träger konstant verläuft, ist es egal mit welchem EI man die Schnittgrößen berechnet.

Daher, und (nur) falls es noch von Interesse ist, würde ich die Felder des DLT in 3 Abschnitte unterteilen:
* Stütze bis Momentennullpunkt jeweils EI = EI_Stb.-Balken (also Zustand I).
* Abschnitt zwischen den Momentennullpunkten: EI = ideelles EI für Beton- und Stahlquerschniit.

Diese Rechnung wird zeigen, dass das Stützmoment gegenüber einem konstanten Verlauf von EI deutlich kleiner wird, das Feldmoment aber größer.
Das wäre meine Schubladenrechnung, mit der ich einen recht realistischen Verlauf der Schn.-Gr. bekommen würde.
Welche Rechnung ich beim PI einreichen würde,
würde ich mir nochmal überlegen, denn diese Rechnung würde die Angestellten des PI nur nervös machen.

Andererseits habe ich oben gelesen:
"Wenn ich über der Stütze den Stahlträger vernachlässige und nur die Bewehrung ansetzte, ergibt sich eine Überlastung der Bewehrung von ca. 0,4%, also soweit akzeptabel."

Insofern ist der Träger ja ohnehin schon gerettet.

schrieb:

...Ich denke, dass der Ansatz eines Verbundquerschnitts nicht zulässig ist.  ...

Es sei denn, man weist die Verbundspannungen nach, das sollte kein Problem sein.
 vorh_tau = Q/(u*z), u=Umfang.
 Werte für zul_tau wird man in der Literatur schon finden, denn früher hat man auch glatten Bewehrungsstahl verwendet.
 
Der Stahlträger liegt an den Enden in der Druckzone, der Balken ist verbügelt und die Querkräfte im Bereich positiver Momente sind deutlich kleiner als  im Bereich der Stützen.
Das erggibt dann schon einen recht guten Verbundträger für den mittleren Feldbereich
(egal ob das schon mal so gerechnet hat oder nicht

es

Hallo,

Die Ausnutzung hatte ich mit InfoCad für den Verbundquerschnitt ermittelt.

Ich denke, dass der Ansatz eines Verbundquerschnitts nicht zulässig ist. Es gibt offenbar keinerlei planmäßige Verbundsicherung sondern lediglich die Hoffnung, dass das schon irgendwie über Haft- und/oder Reibungsverbund miteinander tragen wird.

Zum Ansatz Lastaufteilung Stahlträger / Stb-Balken entspr. der Steifigkeiten: Leonhardt hat für Stb-Biegequerschnitte im Zustand II mal überschlägig 0.7 *Eb *Ib angesetzt. Das sollte für eine Abschätzung reichen.

Welche Betonstahlqualität wurde denn verwendet? Man kann das aus dem Scan nicht richtig lesen.

Gruß
mmue

hi,

"für die Feldmomente kann man durchaus einen Verbundträger rechnen.
weil eine ausreichende Verankerungslänge für den Zugurt des Stahlträgers vorhanden ist"

das halte ich auch, jedenfalls mechanisch, darstellbar (und bei geringer ausnutzung am ehesten realitätsnah) - aber:
1. wo ist das normativ verankert?
2. wie wird ausreichende duktilität nachgewiesen?
3. welches ergebnis will man um welchen preis?

ich würde die tragfähigkeiten beider bauteile getrennt ermitteln, durchbiegungen vergleichen - und uU den stb-träger (wegen zustand II usw) rechnerisch entlasten: vereinfachte und lebendige art der lastverteilung, adss.

grüsse, markus

Hallo rootpickel,

ich habe zwar ewig nix mehr mit Spannbeton gemacht aber ich vermute der Kollege hat so ziemlich recht.

Die Spannstahlspannung ermiittelt sich aus der Vorspannung abzüglich Reibung / Schwinden + Kriechen / Relaxation.

Die rechnerischen Änderungen des Dehungszustandes inf. äußerer Last gegenüber dem Dehnungszustand inf. Vorspannung
spielt für die Stahlspannung keine größere Rolle (inf. Vorspannung ist man wohl im "waagerechten" Bereich der Spannungsdehnungslinie.

So ungefähr habe ich das in Erinnerung, kann aber auch  trügen.
 

Natürlich kann ich das, ich  bin  vorher   Kunde in Hameln gewesen (sagen wir ab 1994 oder so..)  danach ist  die  Insolvenz   der früheren Softwareschmiede gewesen. Da war ich parallel auch Kunde bei F+L .
Seit 23 Jahren haben wir für einen  Platz  einen Service-Wartungsvertrag , welcher das jährliche Update abgedeckt hat. 
Das waren bisher 115 €  zzgl. 20 €  für ein Vicado arc-Modul.
In den letzten 10-15  Jahren haben wir div. kleinere Statikmodule geordert, auch für Micro-Fe  (Lastweiterleitung, Verformungsnachweis Zustand II , rotat.-sym. Schalentragwerke ) ... 

Der Hauptvertrag soll jetzt 199 €  netto  und div. kleinere  Micro.Fe-Anpassungen  jeweils 5-20 €  netto kosten. 
Macht also einen zusätzlichen Aufwand  in o.g. Höhe.
Wenn ich mal alles  ab 1995  rechne  ist das bisher  ein schönes Sümmchen gewesen. 

Grüße 


 

@thomasS : So ganz stimmt das mit den Kosten natürlich nicht, "weit entfernt" ist man von Kauf- und Wartungsvertrag Modellen nicht.
Es sei denn du rechnest das vollständige Paket gegeneinander, was sich aber idR keiner kauft.

Wenn man bei d.i.e 200 Std./Jahr ansetzt ist man auf 2.400 EUR.

Ich z.B. habe ein selbstzusammengestelltes LUXUS MB-Baustatik Paket, kostet ca. 850,- / Jahr + Anschaffung auf 10 Jahre verteilt
sind zusammen ca. 1.500 EUR/Jahr.

Das Platten FEM mit Lastweiterleitung + Zustand II von MB sind nochmal 550 EUR/Jahr + Anschaffung verteilt = 750,-/Jahr.

Das 3D-Stabwerk von PCAE (benötige ich sehr selten, da im MB Paket 2D Stabwerke enthalten sind) habe ich vor 10 Jahren für
500,- EUR gekauft, also pro Jahr vernachlässigbar.

Das sind dann zusammen ca. 2.300,- EUR, also etwa ähnlich (und nicht weit entfernt) wie d.i.e., was ja vollkommen in Ordnung ist.

Das reicht bei mir vollkommen aus und hat dann die sehr, sehr gute Dokumentenstruktur von MB mit einer nahezu perfekten Ausgabe, bei der man wirklich fast alles einstellen kann.

Klar, wer häufig ein 3D Stabwerk/Faltwerk benötigt, soll sich die Software von d.i.e anschauen.
Das ist mit Sicherheit deutlich günstiger als MB + DLUBAL.

Aber der Preis ist auch nicht immer maßgebend.
Die Arbeitsweise und die Freude mit der Software spielt ebenso eine große Rolle.
MB habe ich mir erst gekauft, als die mal vernünftige Schriften in den Ausdrucken hatten
Den Support von MBaec habe ich noch nie wirklich benötigt, kann für andere aber entscheidend sein.

Ich kenne ein Büro die arbeiten fast ausschlielich mit Infograph (+ ggf. Harzer Statik), das dürfte auch nicht teurer sein als d.i.e.

Was ich bei d.i.e. bisher immer als Hemmschuh fand: (Obwohl das Mietmodell durchaus reizvoll ist)

- Den Unterschied in den Stundenpreisen 25 Stunden kosten 24,00 EUR/Std. und 1000 Std. kosten 4,80 EUR/Std.
halte ich für unfair gegenüber kleineren Büros und bei Software nicht gerechtfertigt, auch wenn mir natürlich klar ist,
dass jeder Kunde "Basiskosten" erzeugt. So verspielt sich d.i.e. die Chance Büros "anzufixen" und von der Software zu überzeugen.

- Die Stundenkontingente verfallen am Ende des Jahres. Warum kann man nicht einmalig 1000 Std. kaufen und die über 5 Jahre verbrauchen ? Natürlich muss am Ende die Kalkulation für d.i.e. stimmen, aber die Anfragen beim Support dürften doch in etwa mit der Arbeitszeit korrelieren. 

- Es wird nirgends genau erklärt, wann der Time Server die Stunden zählt.
Nehmen wir mal an ich habe die Software immer offen (2 Monitore), wann zählt der Time Server ?
Wenn ich Eingaben mache logisch, aber wenn ich mit der Maus auf den Monitor komme auch schon ?
Da ich selbst bei 2 Monitoren ständig irgendwelche Fenster hin und her schiebe (papierloses Büro: Fotos anschauen, eingescannte Altstatik + Projektmails einsehen etc.) komme ich ständig mit der Maus über den Bildschirm. Zählt dann jedesmal die Zeit ?
Ich könnte mir vorstellen, dass mich das verrückt macht.........



























 



 


 

bei Goris: "Stahlbetonbau-Praxis nach EC2" finde ich
kc Faktor zur Erfassung der Spannungsverteilung vor Estrissbildung und Änderung des inneren Hebelarms beim Übergang in Zustand II.
Hierfür gilt
bei rechteckigen Querschnitten und Stegen von Plattenbalken und Hohlkästen
- bei reinem Zug      kc=1.0
- bei Biegung          kc=0.4
k Faktor zur Berücksichtigung einer nichtlinearen Spannungsverteilung
- bei äußerem Zwang (z.B. Setzung)                           k=1.0
- bei innerem Zwang: Rechteckquerschnitt: h=<30cm:  k=0.8
                                                               h=>80cm:  k=0.5

@DeO: Wenn man, wie bei mbaec möglich, zuerst ermittelt, ob die Decke überhaupt in den Zustand II übergeht, dann wird man feststellen, dass diese enormen Deckenstärken mit zeta = 0,5 gar nicht nötig sind.

@cebudom: Und schon sind wir wieder bei der Auslegungsfrage.
Können wir ja gleich mal beginnen mit "Was hat das mit Wohnungsdecke zu tun"? Wegen der geringen Nutzlast? Oder wegen der (vermutlich) geringen Stützweiten?
Ich kenne genug Wohnungsdecken, die jenseits der 5m Spannweite liegen, weil im EG alles offen sein soll. Und wenn dann oben "Risse" (eher kleinere Putzrisse) bei den heutigen (peniblen) Bauherrn enstehen ist das Geschrei groß.
Nö, dann halte ich mich lieber an die Norm und lutsche diese voll aus anstatt den vereinfachten Nachweis zu führen. Die Programme geben es ja her, warum dann nicht einfach mit nachweisen? Dann bin ich auf der sicheren Seite. Wird eh nahezu nie maßgebend. Jedenfalls nicht bei unseren Projekten. Aber das sind eh MFHs, die allein aus Schallschutz Decken >= 22cm benötigen.

und wenn man dann noch irgendwie nach Zustand II rechnet, kommen gerne mal Deckenstärken dabei rum, die der Umwelt nur schwer zu vermitteln sind.

Du musst für SCIA vor allem heraus finden, wie sie die Prozessorkerne auslasten.
Viele FEM Programme nutzten Multithread nur für das eigentliche Lösen des FEM-Modells, weil sie dort Rechenkerne nutzen, die super optimiert wurden (zugekauft). Alle weiteren Dinge (Bemessung, Verformung Zustand II, etc.) laufen dann nur auf einem Kern auch wenn sie unabhängig von einander sind.

Ich habe das "Problem" z.B. bei mbaec MicroFE.
Selbst ein 4 geschossiges 3D-Modell wird in 3 min durchgerammelt, weil alle 16 Kerne mit nahezu 100% arbeiten.
Eine 2D-Deckenplatte mit Lastübernahme aus allen Geschossen (nicht optimiert, einfach alles blind übernommen, daher viele Lastfälle) und 16 Verforumungsbereichen Zustand-II braucht 45 min, weil nach 1 min (FE-Modell fertig) alle weiteren Berechnungen Single-Core ablaufen.
Übrigens: Wenn du die Berechnung von der Baustatik aus startet, dann läuft alles nur Single-Core ab, weil die Baustatik jeder Einzelposition nur einen Kern zuweist (Aussage Hotline mbaec).

Daher ist für die meisten Programme die Anzahl der Kerne völlig nebensächlich.
Also schau, wie SCIA die Kerne wirklich nutzt. Wenn so wie mbaec, dann setze lieber auf eine CPU mit hohem Single Core Speed, die idealerweise noch gut übertaktbar ist und evtl. Wasserkühlung. Wieviel man dann unterm Strich wirklich rausholt wäre mal interessant herauszufinden.

Allplan sollte die CPU nahezu egal sein und wenn dann profitiert es auch eher von Single Core Speed. Hier ist die Grafikkarte dann das Maß der Dinge. Wobei sicherlich auch nur bei den Renderings.

Bei der Vorschrift gibt es einige Besonderheiten zu beachten, die sich m.E. von den früheren Regeln nach der DIN 1053-100 unterscheiden. 
Nach Statik-Handbuch KS, 3. Aufl. darf mit Bezug auf das NAD das Kopfmoment abgemindert werden. Begründung wegen Zustand II. Zustand II wegen Decke oder/und Wand ? 
Aber egal, wenn das Kopfmoment abgemindert wird, müssen konsequenterweise auch die Momente am Knotenanschnitt Decke-Decke abgemindert werden, was wiederum eine Reduzierung der Querkräfte links und rechts und somit eine Reduzierung der Auflagerkraft am Wandkopf nach sich ziehen muss.
Dann darf ein gemittelter Lastfaktor von 1,4 angesetzt.
Des weiteren darf die Nutzlast des kürzeren Deckenfeldes um die Hälfte reduziert werden. Wann kurz beginnt, keine Ahnung.
Man müsste das Beispiel mit der Hand rechnen, ehe man dem Programmersteller einen Fehler nachweisen kann.
Es ist eh alles eine Näherung. Warum wird die Stützweite des angrenzendes Feldes von zweiachsig gespannten Platten mit 2/3 angenommen ? Trifft das immer zu ? Warum nicht 1/2 ?
Letztendlich bekommt man keine Konsistenz in so ein Gebäude. Dazu müsste jede Decke an den Auflagern mit Drehfedern in Abhängigkeit von den Wandsteifigkeiten gerechnet werden, um dann die Lasten entsprechend EC6 vom Dach bis ins Fundament widerspruchsfrei ableiten zu können. Aber wer braucht sowas. Für zwei bis drei Wänden und einen Pfeiler.



 

Zu den Denk-Anstößen:

@Vergleich Eigenfrequenzen Ermittelt mit verschiedenen Programmen:
Die können durchaus etwas varieren selbst bei augenscheinlich gleicher Eingabe. Wird von einem Programm die Schubsteifigkeit berücksichtigt für die Eigenwert-Ermittlung und wenn ja wie? Wird bei Beton Zustand-II berücksichtigt, wenn ja wie ? ... usw.

@Modale Massen:
Die 5%-Regel kommt aus dem Erdbebeningenieurwesen. Wenn man sich vor Augen führt welche pauschalen Annahmen/Vereinfachungen bzw. statistischen Mittelwertbildungen in die Erdbebennachweise reinfließen ist die 5%-Regel meiner Meinung nach mehr als hinreichend genau.
Es gibt auch ingenieur-mäßige Ansätze bei denen man die fehlenden modalen Massen auf die vorhandenen anteilsmäßig aufteilt, oder welche wo man die gesamte fehlende Massen mit dem Plateuwert beaufschlagt.

@Maschinenturm
Da gibt es ja eine Maschine mit einer mehr oder weniger eindeutigen Erreger-Frequenz. Ist es da nicht eher die Aufgabe eine Frequenzabstimmung der Isolierung zu machen. Oder anders gefragt: Was rechnest du eigentlich mit deinem Programm? Hast du jetzt oben am Turm eine (harmonische) Erregung in allen Richtungen angesetzt, oder willst du nur die Eigenfrequenzen der Unterkonstruktion bestimmen ?
 

MB299 schrieb: Statiker 99 schrieb:
"Auch diese Verformung bezweifele ich sehr stark"

Nein,das passt ziemlich gut. Mache solch Dinger ständig (seit 23 Jahren).
Ob die Verformung nun bei einem 28mm oder beim anderen 23mm ist, ist auch von der
verwendeten Software abhängig, Bewehrungsgrad und wie ich die Erdaufschüttung berücksichtige.
Auf 2-3mm kommt es da nicht an. L/300 sollten es am Ende sein sofern es nicht überbaut ist.
Der Faktor 3,5 für kriechen und schwinden ist aber zu klein!!
Der geht eher Richtung 5-6!!!

Na ja, so hat jeder seine eigene Erfahrung.

Ich habe mir gerade mal die rechnerischen Verformungen meiner Garagendecke
angeschaut, zwischen der Ausgangsverformung elastische Berechnung (ohne Stahlanteil)
unter Vollast (6,4 mm) und dem Endwert Zustand II (26 mm) unter "häufigen Lasten"
habe ich damit einen Faktor von 4,1.

Der Faktor für Kriechen von 3,5 ist schon ok, Schwinden bringt meist nicht so viel.

Der von Ihnen genannte Faktor von >= 5 - 6 kann zutreffen, nur worauf soll der sich beziehen?

Mit der Eingangs erwähnten 39 cm Decke würde ich mir über Verformungen gar keine
Gedanken machen, mit den von Ihnen vorgeschlagenen 35 cm wird da bezüglich Verformung
auch nix passieren.

MB299 schrieb: Hallo,

wenn ich das mal schnell nachrechne komme ich bei dem Grundriss
mit den Lasten auf eine 35er Decke.
Durchbiegung Zustand I 4,2mm
Durchbiegung Zustand II 24,3mm

Gruß Markus

Auch diese Verformung bezweifele ich sehr stark.

Hallo,

wenn ich das mal schnell nachrechne komme ich bei dem Grundriss
mit den Lasten auf eine 35er Decke.
Durchbiegung Zustand I 4,2mm
Durchbiegung Zustand II 24,3mm

Gruß Markus

Anbei noch einmal der Anhang von der ersten Nachricht.
Es ist kein Einfeldplatte.

Ich habe nicht das Modul für den Zustand II von Programmanbieter Infograph.
Mache mir ernsthaft Gedanken da mal nachzufragen ob ich es testen darf.