Hallo,

Hier habe ich angenommen was als Ergebnis in der FEM Berechnung rauskommt im Feld in der Unteren Lage. 9,3cm² in Y Richtung.

Bei rd. 31 kN/m2 und Einfeldplatte mit 6.26 m Stützweite (ach nee, ist ja auch noch lichte Weite) kann die Bewehrung nicht stimmen.

Außerdem, wenn du schon FEM rechnest, warum lässt du das Programm nicht auch noch die Durchbiegung im Zustand II (Endwert) ausgeben? Die meisten Programme können das.

Gruß
mmue

Soll das heißen das ρ0 / ρ = ungefähr 1,0 ?

Ich möchte mich hier an alle bedanken, aber ich glaube bei meinen Fall und generell ist das eine Methode für die Vorbemessung.
Bei der eigentlichen Bemessung bei der ich mich jetzt befinde habe ich eine konkrete Last und möchte wissen wie groß darf die Durchbiegung sein.
Ist das irgendwo konkret in der Norm festgehalten?
Ich versuche im Zustand II L/300 einzuhalten.

Hallo leibe Kolleginen und Kollegen,

ich habe Plane bei folgender Situation, siehe Grundriss.

Die Decke ist 39cm hoch die ich Plane im Moment.
Die Decke hat eine Überdeckung mit Erde von 0,5m Meter, ich habe 0,5,*20 kN/m³ = 10,0 kN/m² angenommen.
Die Decke soll von einen Minibagger befahren werden können.
Verkehrslast angenommen 5,785 kN/m² * Schwingbeiwert 1,4 = 8,1 kN/m²
Bei meiner Berechnung kommt folgende Deformation/Durchbiegung im Zustand I raus 9,2mm
ich behaupte im Zustand II wäre es dann 9,2 * 3,5 =32,2mm
Über der Decke in diesem Bereich gibt es keine anderen Lasten auf Wänden Decke usw.

Die lichte Weite ist 6,26m. Ist die erlaubte Durchbiegung 6,26m/300 = also 20,86mm ?

Hallo FEM-BOY,

kann da leider auch nicht weiter helfen.

Aber, wozu soll der Artikel helfen.
Die Problematiken der 3-D Berechnungen sind doch nun hinreichend bekannt (wenn
auch nicht jedem bewußt ).

Das Kriechen /Schwinden / Zustand II / Eingußzustand bei der Schnittkraftermittlung
im Hochbau im Regelfall nicht berücksichtigt wird hat mit FEM erst mal nix zu tun.

Problem ist nur die unkritische Anwendung der 3-D Berechnung, vor allem wenn es ein paar
Geschosse mehr sein sollen .....

@statiker99:
Ich habe es jetzt nochmal nachgeprüft.
Meine Aussage bezüglich Zustand II stimmt. Die Verformung reduziert sich, wenn ich entsprechende Bewehrung einlege.
Falsch hingegen war die Verknüpfung, dass dies auch Einfluss auf die anderen Schnittgrößen hat. Habe es sogar mal im nicht linearen Zustand versucht.

@jukia:
Ich kann dir nur empfehlen die Videos von mb bei Youtube anzuschauen. Gerade die MicroFE bezüglich Lastweiterleitung, usw. Da wird die sinnvollste Vorgehensweise gut beschrieben und deckt sich im Prinzip mit meiner.
Was ich dir zusätzlich noch mit auf den Weg geben will ist, dass du bei den Lagern bzw. die zusätzliche Teilung der Lager Gedanken machen solltest.
Die Lastweiterleitung erfolgt immer trapezförmig. Bedeutet, dass die Lasten über das gesamte Lager verschmiert werden. Für das Gesamtsystem mag das noch ok sein, aber wenn du z.B. eine lange Wand hast auf der ein schwerer Unterzug liegt, so wird diese Einzellast ebenfalls auf die gesamte Länge verteilt und nicht unter z.B. 45 Grad. Wenn diese Wand dann unten teilweise auf der Decke o.ä. steht und auch noch im Bereich des oben ankommenden Unterzugs, dann hast du an dieser Stelle zu wenig Last konzentriert. Eine Lagerteilung in Abschnitte hilft dann diese Lasten entsprechend zu konzentrieren.

@ZAG

"Und genau darum ist es, finde ich, extrem wichtig dem Unterzug schon eine entsprechende Bewehrung in das FEM-Programm mitzugeben. Dadurch erhöht sich die Steifigkeit im Zustand II teilweise deutlich was man aus den Verformungsgrafiken gut ablesen kann. Unterm Strich habe ich den Unterzug dann für höhere Steifigkeit "überbemessen", habe ihn aber nicht so steif gemacht, dass es einen zu positiven Einfluss auf mein Feld hätte. "

Das ist bezüglich der erhöhten Steifigkeiten für die Unterzugsbemessung,
zumindest bei mb, nicht korrekt.
So zumindest mein Wissen.

@Megapond

"Ich sehe überhaupt keinen Grund darin, eine einfache Decke mit Unterzügen mit FEM zu bemessen."

Wann haben Sie das letzte mal eine einfache Decke gehabt?
Ich kann mich nicht mehr dran erinnern.

DeO schrieb: ok ... und ich traue den Balkenbemessungen der FE-Programme nicht so wirklich über den Weg. Auf das Gesamtsystem bezogen mögen sie stimmen, so als Balken mit Steifigkeit. Aber die lokale Balkenbemessung ist mir zu diffus. Ich finde die Ausdrucke grausig und nicht nachvollziehbar. Irgendwie ist ein Balken auch heute noch ein Balken und keine Platte.

Man muss sich halt vor Augen halten, dass zwei völlig unterschiedliche Theorien der Bemessung zu Grunde liegen. Die Balkentheorie, der die Stabwerkstheorie zu Grunde liegt und die FEM-Theorie, die eine Verformungsberechnung ist, deren Ableitungen die Schnittgrößen darstellen. Je tiefergehend die Ableitung, je ungenauer der Wert. Daher hat man mit den Querkräften auch seine liebe Not. Die Bemessung innerhalb der FEM-Plattenberechnung kann also nicht das liefern, was man aus der Stabwerkslehre her kennt.
Dazu kommen dann noch so Dinge wie variabler Theta Winkel, etc.
FEM-Ergebnisse muss man immer interpretieren können und vor allem auch beim Erstellen des Systems muss man sich schon Gedanken machen. Einfach alles rein werfen und auf den Knopf drücken kann da schnell gefährlich werden. Daher sehe ich auch so Programme wie das neue Modul von mbaec mit gemischten Gefühlen. Es suggeriert, dass man einfach aus Vicado mal schnell seine FEM-System generiert, dann im neuen Modul noch die Lasten "automatisch" drauf bringen lässt und alles andere geht dann wie von Zauberhand....

Der Gedanke ist also grundsätzlich schon richtig. Man sollte aber nicht unterschlagen, dass man mit der Vorgehensweise Lasten aus dem Unterzug rausnimmt, die man normalerweise mitgenommen und für die man bemessen hätte. Das Feld der Decke würde stärkrr bemessen und der Unterzug bekommt weniger. Jetzt kann man sich sehr schnell die Frage stellen, was einem unsympathischer ist.

Und genau darum ist es, finde ich, extrem wichtig dem Unterzug schon eine entsprechende Bewehrung in das FEM-Programm mitzugeben. Dadurch erhöht sich die Steifigkeit im Zustand II teilweise deutlich was man aus den Verformungsgrafiken gut ablesen kann. Unterm Strich habe ich den Unterzug dann für höhere Steifigkeit "überbemessen", habe ihn aber nicht so steif gemacht, dass es einen zu positiven Einfluss auf mein Feld hätte. Damit nähere ich mich der "Wahrheit" entsprechend an.


Nebensatz:
Habe neulich eine Werbung für, ich glaube, ein Modul auf Sofistik Basis gesehen bei dem man Detailpunkte mit Volumenmodellen und fix eingegebener Bewehrung berechnet. Dort wird dann wohl nur noch nachgewiesen, dass die Spannungen an jeder Stelle nicht überschritten werden. Spannende Sache für problematische Ecken. Aber dann noch schwerer nachzuvollziehen...

jukia schrieb: Eine Frage an die mb AEC User

Wie geht ihr an die Sache ran wenn ihr einen Stb.-Unterzug habt und den bemessen wollt?
Viele Wege führen nach Rom.

1. Bemessung mittels microFE
2. Ermittlung der Einwirkung über ein Linienlager mit selbst ermittelter Steifigkeit und Bemessung mit einem baustatik Modul
3. Ermittlung der Einwirkung über ein Wandlager „als Sturz“ (ebenfalls selbst ermittelter steifigkeit) mit verbundener lastverteilung am auflager (Anfang und Ende)

Soweit so gut, Variante 3 sieht aktuell für mich sehr interessant aus ABER wie handelt ihr das wenn es sich um einen zeeifeldträger handelt. Am auflager wird ja dann ql/2 auf die lastausbreitungslönge verteilt und das ist ja für den Fall eines durchlaufträgers für die lastweiterleitung nicht richtig bzw. viel zu ungünstig

Ich vermeide die Bemessung von Unterzüge via FE-Programm. Die Ausdrucke sind qualitätiv unter aller Sau. So einen Müll würde ich Prüfern und anderenn Beteiligten (z.B. Konstrukeuren) nie anbieten. Ich gehe sogar davon aus, dass die Nachweise unvollständig sind. Zumindest wäre mir nicht bewusst, dass sich FE-Programm z.B. um Auflagerlängen/Pressungen und genaue Bewehrungsangaben kümmer. Statik ist deutlich mehr als nur die Ermittlung von erf. As.

Daher ziehe ich mir die Auflagerkräfte aus FE und gebe die händisch (*) in das jeweils geeignete Programm von MB ein. Die Unterzüge sind in der FW-Platte als Wandlager mit einer entsprechenden Steifigkeit berücksichtigt. Man kann jestzt beigehen und sagen "jaa, aber das stimmt ja nicht, es ist weicher". Ja, ist so. Kann man ja auch mal nachrechnen. Sofern man sich nicht im Bereich von Megabauten mit großen Stützweiten und Lasten befindet, spielt das in der praktischen Auswirkung auf erf. As eher keine Rolle und ganz ehrlich, man legt sowieso eine etwas höhere und vernünftige Bewehrung ein und doch nicht stets hart an der Kante der ermittelten Werte.

Im Modul betrachte ich dann auch die Durchbiegung, auch die nach Zustand II.

Hat sich noch nie jemals einer daran gestört.


(*) ich habe die Platte von PCAE

Wenn du die Decke eh schon in MicroFE berechnest, dann führe die Unterzugsbemessung auch dort durch. Es sei' denn es spricht was gravierendes dagegen.

Es macht überhaupt keinen Sinn sich dort mittels Lager nur die Auflagerkräfte zu holen, vor allem bei einer 2-achsig gespannten Platte, da diese deutlich zu ungünstig ausfallen werden. Der Unterzug ist nie so steif wie das Lager, vor allem interagiert er ganz anders mit der Decke.

Für den Deckennachweis, besonders den Verformungsnachweis Zustand II ist der Unterzug für mich sogar zwingend erforderlich. Du kannst diese Ergebnisse dann durch eine vorab gewählte, höhere Unterzugsbewehrung beeinflussen.

Alles andere würde die Ergebnisse verfälschen.

Wenn du keine FE-Berechnung der Decke benötigst, dann würde ich diese auch nicht nur für die Lastermittlung erstellen. Da kannst du die Lasten für den Unterzug auch über Einflussflächen selbst ermitteln.

Gruß

koljav90 schrieb: ...
Die Statik hänge ich an.
Die Berechnung der Momente habe ich einigermaßen verstanden. Hier werden m.E. auch noch heute gültige Berechnungsvorschriften für einen Zweifeldträger verwendet.

Eine interessante, fast schon historische Seite, aus der man manches herauslesen kann, z.B. dass 2 Seiten damals für eine Häuslestatik ausreichten.

Die dann folgenden Bemessungen verstehe ich aber leider nur unzureichend:
1. Was bedeuten die Brüche ? (58/1400, 44/1400 ...)

Das sind die vorhandenen Beton- und Stahlspannungen unter Gebrauchslasten für den Bemessungszustand in den heute nicht mehr üblichen Einheiten kg/cm²

2. Wo kommen r und Z her und was bedeuten diese Zahlen?

Das sind Kennwerte für das damals angewandte Bemessungsverfahren.
Wie man erkennen kann, hat man damals den Zustand II mit einem linearen Spannungsverlauf in der Beton-Druckzone berechnet.

3. Dann wird die benötigte Querschnittsfläche der Bewehrung berechnet. Wo kommt diese Berechnungsvorschrift her und ist diese heute noch gültig ?

Das Verfahren ist überholt, aber grundsätzlich falsch ist es nicht, den fachlichen Hintergrund habe ich gerade benannt.

4. Aus der Querschnittsfläche wird dann m.E. die Anzahl der Stahlstäbe mit Durchmesser von 10mm in Tragrichtung bestimmt.
5. V.S. ist wohl der Stahl in der nicht tragfähigen Richtung? Hier wird wahrscheinlich einfach ein anteiliger Richtwert von 4. verwendet.

V.S. steht wohl für Verteiler-Stäbe also für die Querbewehrung (0,2*erf.Längsbew.).

Wie kann ich mithilfe der Stahl-Bewehrungen und heute gültigen Berechnungsvorschriften die Tragfähigkeit errechnen?

Da gibt es einen formalen und einen fachlichen Aspekt.
Zum formalen Punkt (Anpassungsrichtlinie nach EuroKot) kann ich nichts sagen, weil ich eine solche Richtlinie nicht habe.

Zum fachlich-pragmatischem Vorgehen:

Die aufnehmbaren Lasten und Biegemomente sind angegeben.
Mann kann diese Größen noch etwas genauer bekommen, wenn man die Werte mit dem Faktor (vorh_as/erf_as) multipliziert (as entspricht fe).

Sind deutlich andere Lasten vorh. muss man das alte Bemessungsverfahren hernehmen,
also
- Rechnung mit einer linearen Betondruckspannungsverteilung in der Druckzone,
- Nachweis, dass die damals gültigen Beton- und Stahlspannungen eingehalten sind.

Ob das die heuigen Bachelor per Hand noch hinbekommen, weiss ich jetzt nicht.

es

So, ich versuche das mal abzuarbeiten...

1. Link zu einem Video wegen dem Tabellenprogramm. Geht jetzt nicht primär um Stützkräftevergleich andere das Prinzip wird klar und im Schlusssatz wird sowas bezüglich Pfahlkräften erwähnt:
2. Zustand II: Finde ich essenziell. Das Modul kostet nicht nur Geld, sondern ich glaube auch einen extra Servicevertrag. Zudem kostet es für 2D und für 3D jeweils extra, falls man 3D benötigt.
3. Ausschalten der Berechnungsautomatik: siehe angehangenen Screenshot
4. Grundsätzlich kann ich auch die Videos auf YouTube zur Entscheidungsfindung empfehlen. Seit Version 2019 sind da viele gemacht worden und in Coronazeiten einige hinzu gekommen

Eine Frage hab ich noch bei dieser Gelegenheit

Ich bin es gewöhnt dass ich immer die durchbiegung im Zustand II überprüfe

Das Modul kostet natürlich wieder deutlich mehr als 100€

Wie macht ihr das? Wie wichtig wäre euch das Modul?

Vielen Dank und schönen abend

"Schönrechnerei" wäre gegeben, wenn uneindeutige Vorgaben zu positiv ausgelegt würden.
Verfeinerte Berechnungsmethoden anzuwenden ist m.E. keine Schönrechnerei.

Oft fällt die Betonfestigkeit deutlich höher aus, als sie in der Berechnung angenommen wurde.
Das wäre per entsprechender Bustoffuntersuchung ermittelbar. Dann damit eine ordentliche Berechnung inkl. Zustand II durchführen.

Aber ... es ist immer noch möglich, dass es an der Förmlichkeit von fehlenden "Schöck"-Zulageeisen scheitert. Dann kann die Berechnung wunderbar positiv ausfallen, an der Stelle ist Schluss. Also ehrlich überlegen, ob darüber schon jemand gefallen ist. Wenn ja, kann man sich alles andere sparen.

Ja genau, meine Rede. Irgendwas stimmt da nicht.

Obwohl, Balkonplatte genau betrachtet, ist ein Abenteuer.
Folgende Situation.
Im Inneren des Gebäudes eine Einfeldplatte von 5 Metern, die auskragt.
Einfeldplatte mit Kragarm. Da ist die Durchbiegung am Ende des Kragarms Null oder negativ.
Nimmt man zwei Felder im Gebäudeinneren, sieht das schon wieder ganz anders aus mit der Durchbiegung.
Ich habe mir Schöck mal kurz durchgelesen. Dort geht man von der vollen Einspannung an der Wand aus und setzt pauschal einen Verdrehungswinkel an.

Blöderweise kann man wahrscheinlich im Durchlaufdeckenprogramm keine Zwangsverdrehung ansetzen.

Oder ganz einfache Lösung, man addiert zur Durchbiegung am Kragarmende einfach die Durchbiegung lt. Schöck gleich Winkel(rad) x Balkonbreite zur Durchbiegung lt. EDV hinzu.

Aber hin wie her, mir scheint, an der ganzen Geschichte stimmt hinten und vorne nichts. Zu mindestens an der Tragsicherheit, denn wenn diese stimmt, würde ich sowas wie hier geschildert eiskalt unter den Tisch kehren.

2m Auskragung ist ja nicht das Problem und da könnten Sie mal mitteilen, was jetzt in der Platte liegt, damit man sich ein Bild machen kann. Sowas rechnet sich in zwei Minuten durch, mit Zeta und phi, Zustand II und dem ganzen Eurocode.

Mein Ratschlag, wenn man einen Fehler gemacht hat, versucht man erst mal selbst und mit dem ausführenden Betrieb zurechtzukommen. Und lässt keine Unsicherheit gegenüber dem Bauherrn aufkommen. Denn der Bauherr, der sich einbildet, dass er ja baut und nicht die Architekten, Statiker und Ausführungsbetriebe, kommt mit blöden Vorschlägen, die sich ihm in so einer Situation nicht so einfach ausreden lassen.

Vielleicht könnte man Kohlefaserlamellen aufkleben. Die Statik würde ich der ausführenden Spezialfirma überlassen.

Letztendlich haben Sie jetzt einen Fall für die Versicherung oder die Mehrkosten an der Backe.

Wofür überhaupt ein Nachweis im Zustand II?
Biegeschlankheit nach Schöck und gut is!

Wenn die nicht eingehalten ist, muss man natürlich genauer rechnen.

Dann stellt sich als allererstes die Frage, welcher Grenzwert überhaupt eingehalten werden soll (muss?).

Ansonsten, wie Statiker99 sagt, erstmal den Nachweis sauber führen, mit Belastungsgeschichte und allem drum und dran.
Hilfsstützen lange stehen lassen, bringt eine ganze Menge, vor allem, wenn es wirklich um die Betonverformungen geht.
Das hat alles nichts mit "schönrechnen" zu tun, sondern ist einfach nur genauer.

Und vom Vorschlag des BU halte ich nix. Für die Standsicherheit könnte das vielleicht funktionieren.
Damit es für die Verformungsbegrenzung klappt, müsste der Flachstahl schlupffrei befestigt werden, so dass er bei Belastung sofort voll mitwirkt. Ich glaube nicht, dass der BU das hinkriegt.

Ich habe aber leider meine Zweifel, dass ausreichend Bewehrung für die Standsicherheit vorhanden ist (mit Versatzmaß und Verankerungslänge), wenn die beiden Richtungen vertauscht sind

ZAG schrieb:

Bedeutet: Anstatt pauschal mit 0,5 zu rechnen wird erst einmal geschaut, ob und wie der Beton überhaupt reißt. Dementsprechend kann zeta nämlich oftmals viel günstiger werden.

Und den Wert brauche ich gar nicht wenn die Bereiche mit ihrer jeweiligen Steifigkeit
berücksichtigt werden und ich für die seltene Einwirkungskombination
nachweise.

Dann setze ich noch die Biegezugfestigkeit für den Beton an, schon bleibt
nicht mehr viel übrig vom gefürchteten Zustand II bei üblich bewehrten Platten.

Maßgebend wir dann der Kriecheinfluß, der ist dann für die quasi-ständige Kombi
zu nehemn.

Möglicherweise ist der Nachweis für Zustand II zu hinterfragen.

Welches Programm mit welchen Vorgaben wurde verwendet?

Wurde die Elastizität des Isokorbes berücksichtigt?

Fenstersturz oder deckengleiches Auflager?

Viele Fragen, so aus der Ferne nicht zu beantworten.

Hallo liebe Kollegen,

ich habe ein Problem mit den bereits betonierten Balkonen bei einem MFH.

Leider ist mir und meinem Kollegen erst nach der Betonage aufgefallen, dass die Zeichnerin der Bewehrungspläne die Zulagebewehrung falschherum eingelegt hat.
D.h. die Bewehrung ist über die Langeseite gelegt worden und nicht über die kurze.

Wir haben nun eine Vergleichsrechnung angefertigt. Diese ist im Bereich der Standsicherheit in Ordnung.
Nur bei dem Nachweis der Verformung im Zustand II gibt es Probleme.
Der Nachweis der Differenzverformung wird überschritten um 5,4mm.

Wir sehen diese Überschreitung als nicht problematisch an, doch der Bauunternehmer möchte es so nicht akzeptieren.
Nun stellt sich die Frage, wie der Balkon ertüchtigt werden kann. Der Bauunternehmer möchte natürlich keine Stützen unter den Balkonen haben. Aso es handelt sich natürlich um einen Kragbalkon.
Die Balkone kragen um 2m aus und sind 6m breit. Zudem habe die Balkone eine Dicke von 22cm und sind mit C25/30 betoniert worden.

Hat einer von euch vllt. eine Lösung bzw. eine Idee? Wäre wirklich für eure Hilfe dankbar.
Falls noch weitere Informationen benötigt werden, bitte melden.

Viele Grüße
miethö

Sjunior schrieb: ...
Das Gebaeude ( nicht das einzige ) steht nicht in Deutschland.

In Spanien habe ich solche Kisten im unvollendeten Zustand auch gesehen.

Mit beta-Werten für die Knicklängen kann man so ein Gebäude nicht nachträglich gesund rechnen, weil man für ein solches System keine Tabellen finden wird.
1.) Die Geschosshöhen sind nicht gleich.
2.) Die Steifigkeiten der Stützen in einer Ebene sind nicht gleich.
3.) Die Innenstützen als Pendelstützen zu betrachten führt rechnerisch in den Abgrund, weil dann die Lasten auf den Innenstützen zu stabilisieren sind, was die Knicklängen der aussteifenden Stützen hoch treiben würde.
4.) Die Steifigkeitsminderung durch das nichtlineare Betonverhalten kann nicht über Knicklängen erfasst werden, weil Knicklängen reine geometrische Größen sind.

Will man dieses System normgerecht nachrechnen, bleibt nur der Weg über Rechnung nach Th.II.O. am Gesamtsystem mit wirklichkeitsnahen Steifigkeiten. Viel Spaß dabei.

Megapond schrieb noch
" ...sowie mit Riegeln mit unendlicher (großer) Dehnsteifigkeit zu betrachten ..."
Gemeint war sicher 'Biegesteifigkeit', aber die kann bei den Riegeln hier nicht unendlich gesetzt werden.

es

So wie es gezeichnet ist, geht es nicht. Darüber sind wir uns doch einig.

Die Vorschläge, das System mit Flachdecken über eine Rahmenberechnung nach Theorie II. Ordnung zu erschlagen, sind absurd.
Es geht also nur mithilfe von Scheiben oder Kernen. Und die bildet man i.d.R. so aus, dass eine Berechnung der Aussteifung nach Theorie II. Ordnung nicht erforderlich ist. Und nach Möglichkeit in Stahlbeton und nicht mit irgendwelchem Mauwerksausgefache.

Somit können die Stützen als normale Pendelstützen gerechnet werden und zwar mit der Systemlänge der Geschosshöhe OK Decke - OK Decke. Und damit ist die Frage beantwortet..
Ob man aber eine Innenstütze unbedingt 20/20 ausbildet, ist nicht nur eine Frage der Statik, sondern auch eine des Brandschutzes und der Fertigung auf der Baustelle.

(Im Übrigen. 40 cm als Mindestbreite, von der man ausgeht. Inwieweit man zur Höhe was dazu gibt, oder evtl. zur Breite, zeigt dann die Berechnung.
Gute Programme rechnen solche Stützen nach Th. II. Ordnung mit Doppelbiegung und Zustand II sowie örtlich beliebigen Lastangriff, einschließlich des Brandschutznachweises. Per Hand kann man das gar nicht mehr rechnen.
Ich muss mich hier nicht irgendwie rechtfertigen, aber die Frage nach der Deckenausbildung habe ich gestellt.
Schon gar nicht für so einen Käse. Da müssen Sie den Entwurfsverfasser fragen, aber mich nicht. Um den Käse mal anzusprechen.)