Sjunior schrieb:
Habe einige beispiele angeschaut aber dabei ging es immer um ausgesteifte bauwerke

und das hat schon seinen Grund.

a) die Betrachtung des ß - Wertes ist nur ein (kleiner) Teilaspekt

b) zuerst würde ich die Gesamtsteifigkeit betrachten /abschätzen
- ebenes Rahmensystem (1 Rahmen in Längs- und einer in Querrichtung
- Ansatz Wind + Schiefstellung + V - Lasten
- Ersatzquerschnitte Rahmenriegel ermitteln
- Fundamente elastisch (Drehfeder)ansetzen

Das dann nichtlinear TH II. Ordnung, entweder mit Stahlbetongesetzen (Zustand II)
rechnen oder vereinfacht die Steifigkeiten zu ca. 50% ansetzen.

Dann erst mal schauen was raus kommt und ob man die Knoten vernünftig bewehrt bekommt.

Wenn man sich über die Ausführbarkeit und Nachweisbarkeit der Konstruktion sicher ist
hat man eine Entwurfsplanung, es sei denn der Brandschutz schlägt zu.

Die schlanken Stützen werden im Brandfall rechnerisch "weich", da ist
dann schnell die Aussteifung hinüber.



c) Wenn man dann immer noch bei diesem System bleiben will sollte man leistungsfähige Programme haben + ein wenig Fachwissen.


So geht das dann weiter und zum Schluß braucht es keinen ß - Wert mehr.


Meine Meinung:

Folge den Empfehlung von Leonhard und nehm ein paar Wandscheiben zur Aussteifung.

_______________________________________________

Ergänzung:

@Galapeter

er soll erst mal ein bißchen rumrechnen, dann wird er selbst sehen wo
das hinführt (nennt man Erfahrung sammeln).

Sollte dar Entwurf eines erfahrenen Kollegen schon fertig sein und der
junge Kollege soll das schnell rechnen, na dann gute Nacht

Hallo,

Nun meine Fragen an die darunter liegende Stahlbetonwand: Wenn ich die darüberliegende Stahlbetondecke gelenkig berechne, so dass keine Einspannungsmomente entstehen, musss ich die Stahlbetonwand ohne Einspannung rechnen bzw. nur bemessen auf Normalkraft?

a) Wenn die Stb-Decke monolithisch mit der Stb-Wand verbunden ist, dann werden da auch Biegemomente auftreten. Die kannst du näherungsweise händisch mit dem cu/co-Verfahren ermitteln. Wenn du so tun willst, als wär da ein Gelenk zwischen Decke und Stb-Wand, um dir die Sache einfacher zu machen, dann wird dir dein Assi das möglicherweise übel nehmen.

b) Einspannung der Stb-Decke in Randunterzüge kann i.d.R. vernachlässigt werden, weil die UZ in diesem Fall auf Torsion beansprucht werden und die Torsionssteifigkeit im Zustand II stark abnimmt.

c) Die Lastverteilung in der Stb-Wand aus UZ-Last kann in etwa unter 45° abgeschätzt werden (nicht 60°).

d) Verteilung der Biegemomente aus UZ-Einspannung in die Wand siehe Heft 240 DAfStb.

Gruß
mmue

Hallo diego,

so sehe ich das auch bis auf eine Kleinigkeit.

Als Statiker berechne ich keine Setzungen.

Noch folgende Anmerkung:

Bei einer Handrechnung geht bei der Ermittlung der "elastischen Länge" L die
Steifigkeit in der 4. Wurzel ein, das Problem mit Zustand II des Betons ist also keines.

Die Ermittlung der Bodenpressung spielt für das Durchstanzen eine Rolle,
eine "händische" Ermittlung mit Verteilung unter z.B. 45 grad ist nicht zielführend und
kann erheblich auf der unsicheren Seite liegen.

Weiteres kann man am konkreten Einzelfall diskutieren, geht aber am Thema der
Ausgangsfrage mangels weiterer Informationen vorbei.

Vorab: Wir reden hier über einen normalen Hochbau unter der Hochhausgrenze. 20Stöcker oder Stützenlasten über 10 MN können andere Maßnahmen nach sich ziehen, die man sowieso einzeln mit dem Bodengutachter besprechen muss.

Die Schwächen der Berechnung mittels Bettungsmodulverfahren sind ja bekannt und wurden hier auch schon diskutiert. Dabei ging es aber eher um den Vergleich mit Steifezifferverfahren und Kontrollen am elastischen Halbraum.

Auf jeden Fall ist es so, dass die Platte die Stützenlast über eine große Fläche verteilt - viel größer als es sich bei 45° Ausbreitung ergibt. Damit wird die reale Bodenpressung in der Regel auch viel niedriger als beim Ersatzfundament.

Einen Grenzwert für die Bodenpressung mittig unter einer Plattengründung wir es nicht geben: Woher auch? Grundbruchgefahr besteht nicht und die Setzungen werden über die Bettungsziffer abgeschätzt.

Aber die Platte erfährt eine erhebliche Beanspruchung, für die sie bemessen werden muss. Beim Übergang zum Zustand II wird die Platte weicher. Damit nehmen die Schnittkräfte ab und die Bodenpressung unter der Stütze steigt etwas an. Für die Platte ist die Annahme der vollen Steifigkeit also auf der sicheren Seite
Der Effekt auf die Setzungen ist minimal (wenn man mal spaßeshalber die Bodenplattensteifigkeit auf ein Drittel herabsetzt, sieht man das ganz gut).

Wenn man es so genau wissen will (muss), sollte man die Setzungberechnung vom Bodengutachter machen lassen.

diego schrieb: @Deo: machst du das immer? Gegen welchen Grenzwert? Zulässige Pressungen sind doch nur ein Ersatz für die aufwändigeren Nachweise Grundbruch und Setzung.

ich muss doch noch mal konkret nachhaken.
Deine Frage liest sich für mich so, als wäre der Weg mit den virtuellen (Streifen)Fundamenten und Spannungsvergleich gegen einen vorgegebenen Grenzwert irgendwie zweifelhaft. Das wäre mir neu.

Ich sehe in der Berechnung über Bettung keinen echten Vorteil. Bei der Bettungsvariante hat man nicht einmal etwas gegen das man vergleichen könnte. Man hat nur seine Ergebnisse. Die kann man glauben oder auch nicht.
Möglicherweise ist genau das der Grund, warum der Prüfer hier nicht mitziehen möchte. Ob er das fordern "darf" ist natürlich eine andere Sache, denn die Variante mit der Bettung ist ja auch anerkannt.


und so als Gedankensplitter. Bei der Berechnung via Bettung geht die Steifigkeit der Bodenplatte mit ein. Die Programme berücksichtigen jedoch bei der Berechnung eher nicht den Zustand II, setzen sie also zu steif an und verteilen entsprechend die Lasten weiter als es sein sollte. Das führt doch zu numerisch geringen Bodenspannungen und entsprechend geringen Setzungen. Unke ich mal so ...

Havelman schrieb: Hallo zusammen. Ich habe eine Frage zu großen Deformationen:

Wenn ein Einfeldträgersystem rechnerisch eine hohe Durchbiegung erfährt (große Deformation), dann wird es ja zu einer horizontalen Lagerverschiebung kommen. Habt ihr eine Idee, wie ich diese Verschiebung berechne?
Der Einfachheit halber eine Formel für eine Gleichstreckenlast und eine Einzellast in der Mitte hilfreich.

Wenn nicht: Weiß jemand, wo man sich hierzu einlesen kann? Mir würden hierzu die Stirchworte Theorie 3. Ordnung und Seilstatik einfallen. Liege ich hierbei grundsätzlich richtig oder bin ich da verkehrt?

ich neige ja zu einfachen Vorgehensweisen.

So es sich im Stahlbeton handelt, würde ich in jedem Falle den Zustand II befragen.
Einfach weil ich davon ausgehe, dass dessen durchbiegungsverstärkender Einfluss die Verschiebung am Lager stark beeinflussen würde.

Ansonsten würde ich vermutlich in einem geeigneten Programm einen Stabzug abbilden und mal schauen was der so an x-Verschiebung am Lager bringt. Die schon vom Kollegen Statiker-xx eingebrachte Wirkung der Querschnittshöhe wäre dann gesondert zu bewerten.

So man eine eigenständige Lösung ohne Programm sucht, könnte evtl. die Betrachtung über einen Kreisabschnitt helfen. (sh. de.wikipedia.org/wiki/Kreissegment)
Der Fehlerzur realen Verformugnsfigur dürfte gering sein.

Die Bogenlänge "b" entspricht der orginären Stützweite, "s" der verschobenen Stützweite. Die Differenz ist der gesuchte Wert. Es braucht nur noch ein paar kleiner schlauen Gleichungen um "s" zu finden.

Sage ich mal so..

hi,

die geschossweise abfangung geht womöglich an der realität vorbei - probier mal, nur unten zu lagern und die lagerkraft händisch in die lisene reinzuschmieren.

wir hatten früher mal vergleichrechnungen mit verschiedenen programmen (u.a. sofistik, dlubal, ansys, mb, pcae, f+l und andere) angestellt.
interessant waren die ergebnisse der faltwerksprogramme, die glaubhaft vorgaben, zustand II rechnen zu können. daran haben wir dann in den stabwerksprogrammen die zugstreben pi x daumen nachjustiert (d.h., weicher gemacht) und voila: ziemlich gute übereinstimmungen.

das ergebnis war zu erwarten: ein grosser druckbogen, ein fettes zugband, wenig einhängezugkräfte am auflager .. und übliche nebenspannungen. mit stabwerken ist sowas gut zu modellieren.

der versuch, geschossweise abzulasten, um die hauptdruckkraft zu verringern, geht nach meiner einschätzung an der realität vorbei - die auflagerkräfte wollen ins untere drittel.

grüsse, markus

"Arbeitet jemand in diesem Forum oft mit FEM Gebäudemodellen und ist bereit ein paar grundsätzliche Tipps zu geben was sinnvoll ist und was eher nicht."

Das war die Ausgangsfrage.

Nein, wenn es nicht zwingend erforderlich ist bleibe ich bei 2-D.

Der Kollege DeO hat ja noch ein paar Punkte benannt die zu beachten sind, die Liste
kann man beliebig verlängern.

3-D wird nicht unbeding "richtiger", der Aufwand einer Plausibilitätskontrolle
steigt erheblich und auch der Auswertungsaufwand.
Wahrscheinlich braucht man ein Studium um diese Aufgaben zu bewältigen.

Andererseits sind die Programme (leider?) mittlerweile so komfortabel das auch
ein Berufsanfänger ein komplettes 3-D Modell rechnen (lassen) kann, am besten noch den Schalter für nichtlineare Berechnung anklicken, wahlweise noch Zustand II.
Dann viele bunte Bilder erzeugen, sozusagen Statik auf Knopfdruck, und den
ganzen Mist dem Konstrukteur auf den Tisch legen.
Irgendwelche Spannungsspitzen sind nicht zu beachten, sind ja nur Singularitäten.




@DeO
ja, zum Schluß landen wir bei Volumenmodellen, nichtliniear mit Abbildung der Bewehrung
und Beschreibung des Verbundverhaltens Bewehrung - Beton.
Zur Zeit kommt das eher im Hochschulbereich vor und dort werden, je nach Aufgabenstellung,
Versuche gefahren und danach die Stellschrauben der FE - Berechnung angepaßt.

TWB schrieb: Immerhin, man kann ja froh sein das wenigestens die meißten Faltwerksprogramme mittlerweile den Zustand II mit beachten können.

Das kam natürlich auch zur Sprache. Interessant, aber unter dem Strich natürlich nicht wirklich überraschend war, dass bei Elementen die sich im Zustand II befinden, quer zur Rissrichtung die Querdehnzahl auf Null gesetzt werden müsste.

Egal was man macht, es lauern so viel Fehler in den Berechnungen. ... nur, wie schon geschrieben .. auch Handrechnungen sind stark fehlerbehaftet. Fehler, besser gesagt Abweichungen, laufen ja nicht zwingend immer in die unsere Richtung.

Das einzige was wohl einigermaßen passen könnte, wäre der Ansatz Volumenelemente und die wiederum wären auch nach deutlicher Aussage des Referenten maßlos überzogen. Man solle lernen die Abweichung zu akzeptieren. Es sind Streuungen in den Ergebnissen. Aber eben Handrechnungen streuen auch sehr stark.

Hallo.

Mir hat mal in meiner Anfangszeit ein Prüfer gesagt das ein FEM Raster ca. der doppelten Bauteildicke entsprechen sollte. Also bei ner 25er Decke ca. 50 cm Raster.

Je kleiner man das macht desto mehr Rechenaufwand wird es ja auch und die Werte werden eben lokal extrem.

Ich hab mir für Bewehren angewöhnt immer irgendwo im oberen Drittel die max. As-Werte zu mitteln und das dann in der Fläche ordentlich abzudecken. Das ganze Rumgemiezel bringt doch auch nix wenn die Leute dann draußen vor lauter Frust einfach blos noch alles reinschmeißen hauptsache sie werden irgendwann mal fertig.

(Ein weiteres Problem sehe ich bei der Beachtung der Betondeckung und der daraus resultierenden inneren Hebelarme, auch das wird ja letztendlich immer nur näherungsweise stimmen.
Wenn mans nicht grad selber zeichnet kann sich die Realität an solchen Stellen dann sicher auch teilweise gravierend von der Theorie (Rechnung) unterscheiden. Aber da ist es egal ob man 2D oder 3D rechnet.)

Um mal auf das 3D zurückzukommen, an manchen Stellen kann man sich ja auch ruhig mal die Mühe machen mit nem einfachen 2D System gegenzurechnen und zu schauen ob die FEM Werte überhaupt ansatzweise stimmen können.

Auf der anderen Seite sehe ich das so das man mit einer reinen 2D Berechnung bestimmte Kraftflüsse oder Umlagerungen entweder gar nicht oder nur schwer erfassen kann.

Ergo fängt man da auch wieder irgendwo an auf der sicheren Seite abzuschätzen und mehr Stahl reinzulegen.

Früher haben eben die Architekten auch mehr auf klare Lastflüsse geachtet weil es eben schwer zu rechnen ging. Heutzutage denken die das für den Statiker doch alles kein Problem mehr ist.
Leider ist es eben nicht so einfach.

Immerhin, man kann ja froh sein das wenigestens die meißten Faltwerksprogramme mittlerweile den Zustand II mit beachten können.


Viele Grüße - Thomas

Um das alles zu glauben bräuchte ich mehr Informationen

Der Ansatz der Verformungen Zustand II = 3 x Zustand mag passen oder auch nicht??

Dann taucht die Frage auf Th. I. oder II. Ordnung.

Wie ist die vertikale Lagerung des Kerns (Bettung)?

Fragen über Fragen .....

Hallo!
Zunächst mal: wenn die Verformungen aus ständigen Lasten kommen, treten sie ja auch ständig auf.
Dann könnte man entsprechend "überhöhen", hier also schräg bauen, damit sie im fertigen Zustand "weg" sind.
Ich würde sagen: für den Fall gibt es überhaupt keine genormte Grenze (Wie z.B. 1/250), sondern es ist immer am Bauwerk, einschließlich Ausbau zu entscheiden, was verträgöich ist.
Außerdem: geht der Kern wirklich in Zustand II über? Gibt es keine Vertikallasten in dem Kern?


Aber: Ich glaube das nicht. Was soll das für eine Stahlverbundkonstruktion sein, die solche H-Lasten erzeugt?
Sind die auch mit so einer tollen 3-D-Statik ermittelt?
Dann würde ich mir das System erst mal mit Ingenieursaugen ansehen, ob das überhaupt realistisch ist und versuchen den Kraftverlauf nachzuvollziehen, der die H-Lasten erzeugt.
Dann, ganz wichtig: Wenn das alles realistisch ist, muss natürlich bei der Berechnung der Stahlkonstruktion die Verformung der Lager am Kern mit eingegeben werden. Wenn das "starre" Lager sind, die sich "in Wahrheit" 28 mm verschieben, stimmt keine einzige Schnittkraft mehr, und auch keine Auflagerkraft.
Oder ist das Parkhaus eine Hängebrücke? Dann sollte man die Widerlager gegeneinander abstützen, oder im Untergeschoss die Basis verbreitern. Steckt in der Gesamtverformung auch eine Fundamentverdrehung?

Verrat mal ein bisschen mehr..
Schönes Wochenende
Diego

Hallo liebe Kollegen,

ich bin bisschen am grübeln bezüglich einer Berechnung eines Aussteifungskernes (Treppenhaus) eines Parkhauses.

Höhe des Kernes über Erde +-20,5m Untergeschoss +-7,00m
Wenn ich jetzt die Horizontale Verformung am Kopf betrachtet im quasi ständigen Zustand I liegt die bei +-28mm. Zustand II 3x28mm = 84mm. Bei Begrenzung der Verformung auf l/250 passt das so gerade

Ist l/250 aussreichend ? Was mich auch bedenklich macht ist dass bei der quasi ständigen Situation laut Norm die Windlast ja nicht mit angesetzt wird.
Aus der Berechnung des Parkhauses (Stahlverbund konstruktion) entstehen aus ständigen Lasten hohe horizontal Lasten die ich auf den Kern ansetzte.

Ich könnte die Verformung noch wenig minimieren indem ich das Modell im Untergeschoss mit einer horizontalen Bettung eingebe, da es seitlich durch den Boden gehalten ist.

Ich bin sehr dankbar für Denkanstöße und hilfreiche Informationen / Tipps.

@statiker99

Beweise Lastpfade:
siehe z.B. Heft 240 unterschiedliche mitwirkende Breiten von Einspannmoment und Querkraft bei gleicher Laststellung (Zustand II)
oder von Ihnen schon zitierte Arbeiten von Rombach

gerissener Beton:
ich wusste nicht, dass Sie Nutzlasten ständig ansetzen !?!

Wir sollten die Diskussion aufgrund der aufkommenden Polemik beenden.

gruß dvog

dvog schrieb: Die Lastpfade Zustand I bleiben nicht erhalten und sind im Zustand II andere.

Gibt es Belege hierzu?

Der Beton bleibt doch gerissen, d.h. spätestens bei der ersten Entlastung und anschl. Neubelastung stellen sich doch ganz andere Verteilungen ein.

Jetzt verstehe ich was Sie meinen.
Ich habe eine Abfangdecke, 6 Geschosse mit Einzel- und Linienlasten.
Für den Zustand Neuerrichtung passen die von mir mittels FE - ermittelten Lastpfade.

Dann nimmt jemand die oberen 6 Geschosse weg und baut wieder neu auf.
Dann passen die Lastpfade nicht.

Das meinen Sie doch nicht im Ernst.

Falls doch, rechnet die meisten in dieser Republik grob falsch.

@statiker99

das halte ich für eine "waghalsige" Theorie.

Die Lastpfade Zustand I bleiben nicht erhalten und sind im Zustand II andere. Der Beton bleibt doch gerissen, d.h. spätestens bei der ersten Entlastung und anschl. Neubelastung stellen sich doch ganz andere Verteilungen ein.

gruß dvog

@dvog

"Folglich kann ich doch nicht bei der Querkraftverteilung zunächst Zustand I annehmen."

Meiner Meinung habe ich erst mal den Zustand I elastisch. Die hier eingeprägten
Lastpfade werden dann auch für den Zustand II beibehalten, es findet also keine
Umlagerung von Querkräften über die Rißufer statt.

Die Ergebnisse habe ich früher schon mal zur Diskussion gestellt und decken
sich für eine relativ starre Lagerung ganz gut mit den Vorgaben der Norm
bzw. einem Ansatz über Sektoren am Beispiel einer Wandecke.

Was die Sektorenmodelle bei Wandecken und Wandenden nicht abbilden können
sind elastische Lagerungen, z.B. auf Mauerwerk.

Bekanntes Problem bei den FE - Berechnungen sind die Auswertung der Querkräfte,
dies macht Mühe und benötigt mitunter Vergleichsberechnung und Plausibilitätskontrollen.
Hat aber nichts mit Zustand I / II zu tun.

@statiker99

aus Termingründen erst heute meine letzte Frage:

Ihre Ausführung "vor dem Zustand II kommt der Zustand I" kann ich nicht nachvollziehen.
Der Durchstanznachweis wird im GZT geführt, der i.a.R. Zustand II bedeutet. Ich glaube nicht, dass Kollegen die Bauteile so dick planen, dass sie im Zustand I bleiben.
Folglich kann ich doch nicht bei der Querkraftverteilung zunächst Zustand I annehmen.

Oder wie ist bei dieser Sachlage Ihre Ausführung zu verstehen?

gruß dvog

@dvog

nein, meine Überzeugung hat sich nicht geändert.

Ich versuche nur den jugendlichen Überschwang der Kollegen
" ... FE - Berechnungen sind die Zukunft ...." etwas einzubremsen.


"Das liegt daran, dass im Zustand II durch die Rissbildung im Durchstanzbereich kein Querabtrag der Lasten stattfindet. "

Die Diskussion hatten wir schon mal ohne Einigung.
Ihre Aussage ist für den Zusatnd II sicherlich korrekt.
Aber vor dem Zustand II kommt der Zustand I und hier kann ich
erst mal linear - elastisch rechnen.
Ich dar nur nicht hergehen und die Querkräfte bzw. Querkraftspitzen einfach
nach belieben verschmieren.
Ein "bißchen" verschmieren ist sicherlich ok, daß machen die Sektorenmodelle ja
innerhalb der einzelnen Sektoren auch.


"Das sieht auch die RWTH Aachen so, die mir ganz lapidar schreibt,
dass diese Fälle in der Norm nicht geregelt sind."
Ja, eine Norm ist kein Kochbuch und keine Handlungsanweisung für jeden Einzelfall.
Die Norm sinngemäß anzuwenden sollte aber zulässig sein.


"Ich versuche die entsprechenden Stellen schon seit Jahren dazu zu bewegen,...."

Hierbei wünsche ich Ihnen viel Erfolg, auch wenn Sie nicht sonderlich optimistisch erscheinen.
Andererseits wäre ein Fachartikel, z.B. im Beton- und Stahlbetonbau, zu dem
Thema "unterschiedliche Bemessungschnitte" vielleicht hilfreich weil
das dann auch mal Stand der Technik ist.

@statiker99
Auch Sie sind offensichtlich gegenüber früheren Diskussionen zu der Überzeugung gekommen, dass Querkraft- bzw. Durchstanznachweise mit üblichen FE-Berechnungen "mit Vorsicht" zu betrachten bzw. "falsch" sind.

@Sparky
Das liegt daran, dass im Zustand II durch die Rissbildung im Durchstanzbereich kein Querabtrag der Lasten stattfindet. Von daher ergeben sich für die Biegemomente und zugeh. Querkräfte unterschiedliche Verteilungsbreiten. Das kann ein in der Praxis übliches FE-Programm nicht abbilden.

@statiker99
Ihre Meinung zum Fall von Sonderlasten teile ich nicht. In der Norm findet sich kein Hinweis auf eine "Anpassung" von CRd,c und auch kein Ansatz für den Betontraganteil bei der Bemessung für beliebige Bemessungsschnitte. Das sieht auch die RWTH Aachen so, die mir ganz lapidar schreibt, dass diese Fälle in der Norm nicht geregelt sind.
Diesen Fall nur bei 2d mit einer Querkraftverteilung über FE nachzuweisen, wie user frank schreibt, ist definitiv nicht richtig.

Ich versuche die entsprechenden Stellen schon seit Jahren dazu zu bewegen, die Bemessung beim Durchstanznachweis so umzustellen, dass jeder betrachtete Bemessungsschnitt über seine tatsächliche Beanspruchung nachgewiesen werden kann. Es ist bei Betrachtung der "pränormativen" Arbeiten zum neuen EC2 jedoch zu befürchten, dass das auch in der nächsten Normenfassung wieder nicht geschieht.

gruß dvog