THEMA:

Bei so einem Fall wird die "Böschung"/Treppe normalerweise mit Übermaß verfüllt und lagenweise
verdichtet.
Danach wird aus der verdichteten "Böschung" die Steigung herausgearbeitet.
Sauberkeitsschicht drauf und dann die Treppe schalen und betonieren.

Achso, Fugen nicht vergessen!
Und es "hält" da senkt sich nix!

Oder eben Fertigteile einbauen, die werden dann stufenweise in Frischbeton/Mörtel
gesetzt.

Das mit den Fugen ist ein sehr komplexes Thema!

Man betoniert z.b. eine Bodenplatte 10mx10m für ein Haus ohne Fugen.
Einen Estrich, würde man so nicht ohne Weiteres einbauen.
Einen Sleeper (Rohrunterstützung, umgedrehtes T) würde man in der Wüste nicht länger
als 3m ohne Sollrißfuge betonieren.
Aber eine Fahrbahnplatte mit 5m Länge, für eine Rohrleitungsüberführung doch.

Es kommt auf die Umwelteinflüsse, Bauteildimensionen, Fertigungstechniken,
Bewegungsfreiheiten und natürlich Durchmesser und Abstand der Bewehrung an.

Dann kommt es darauf an, welches Fugenbild als „schön“, akzeptabel befunden wird.
Sind Risse an der Sollrisslinie nicht „erwünscht“, mach ich ne echte Fuge.
Wie sehen Fugen im Gesamten aus, bei Rabatten, Bordsteinen was ganz „Normales“,
in einer Wohnzimmerwand vielleicht unerwünscht, aber vielleicht doch.

Das mit der Hydratationswärme ist ja auch relativ zu sehen, gibt es wirlich einen
Haftverbund?
Sind das wirklich Risse aus einer Längenänderung, oder nur weil die Oberfläche zu
schnell austrocknet, Stichwort Nachbehandlung.

Bei diesem Beispiel vielleicht l = 2,5m.

Auf Berechnungen lasse ich mich bei Fugen ungern ein.
Von Fall zu Fall benutze ich „Verabeitungsrichtlinien“ und die bewährte Praxis.
Meist eben die alte DIN, Beiträge von Fachverbänden, Leonhardt, oder wenn es sein
muß, ein Telefonat mit den Fachverbänden oder Herstellern.

Neben bei:
Leider muß ich sagen daß die Hersteller am Telefon wirklich keine "echte" Auskunft mehr
geben, da sind nur noch irgendwelche "studierte" Ingenieure dran, die keine
cojones mehr in der Hose haben.
Nur im Labor und hinter dem Schreibtisch leben, dem Gegenüber leider in Zeiten des BA
kein wirkliches Fachwissen unterstellen können.
"Laut bla, bla, bla muß das so und so gerechnet werden, es werden nur normgerechte
Situationen besprochen, behandelt und alles zwanzigmal sichergeredet.
Wie groß die Sicherheit bei Bauteilen wirklich ist ,kann wirklich keiner mehr sagen.
Da gibt es Sicherheiten und Abweichungsrechnungen vor, während und nach dem Bauteiltest,
danach kommen die Teilsicherheitsfaktoren aus der EN ......, der Zuschlag vom "Rechner".
Keiner kennt sich mehr aus, man hat sogar schon Angst eine Überschreitung von <5% der
"zulässigen" Spannungen (Ausnutzung) zuzuzlassen!
1,05 > 1,00 klar, aber wirklich relevant?
Manche kacken sich schon in die Hose bei 1,01 > 1,00!
Sicherheit, Ausnutzung ...., Haftung.
Wenn die scheiß EDV sagt: "Nachweis nichterfüllt" wird sofort geklotzt, obwohl es vielleicht garnicht
notwendig wäre.
Es wird nicht mehr konstruktiv gedacht.

Jörg schrieb: Manche kacken sich schon in die Hose bei 1,01 > 1,00!
Sicherheit, Ausnutzung ...., Haftung.
Wenn die scheiß EDV sagt: "Nachweis nichterfüllt" wird sofort geklotzt, obwohl es vielleicht garnicht
notwendig wäre.
Es wird nicht mehr konstruktiv gedacht.

Leider gibt es ja etliche Gumulken in der Wirtschaft, die ebensolches als Mangel auslegen und diesen sog. "Mangel ohne Schaden" sofort in Geld und Nachlässe umwandeln möchten. Es wird heute nicht derjenige als Fachmann gesehen der Lösung bringt, sondern derjenige der die kuriosisten Bedenken gegen Lösungen erhebt. Je kurioser die Bedenken desto größer das Fachwissen .... so meint man wohl.

Auch hier im Forum findet man schon etliche "interessante" Einwände und wenn man so liest wogegen der Ingenieur alles schriftlich Bedenken erheben sollte und was er so alles mit dem Bauherren vertraglich vereinbaren soll, dann weiß man auch schnell, dass diese Ratschläge niemals aus der Praxis stammen können, sondern nur aus juristischen Lehrbüchern und Seminaren übernommen wurden.

Bauherren und Architekten nervt mit schriftlichen Bedenken und Vereinbarungen nämlich exakt 1x und dann ist man bei denen raus. Da es ziemlich in jedem Projekt Situationen gibt die nach Ansicht einiger Foristen hier bedenkenerhebens- bzw. vereinbarungswürdig sind, hätte man als Tragwerksplaner jeden Architekten und Bauherren nur 1x und das heißt, man wäre in geschätzt einem Jahr Pleite.

„Manche kacken sich schon in die Hose bei 1,01 > 1,00!
Sicherheit, Ausnutzung ...., Haftung.
Wenn die scheiß EDV sagt: "Nachweis nichterfüllt" wird sofort geklotzt, obwohl es vielleicht garnicht
notwendig wäre.
Es wird nicht mehr konstruktiv gedacht.“

Hallo Jörg,

so ist das heute. Normen haben Lehrbuchcharakter und 1,01 ist nun mal größer 1,00.

Erst kamen die Kaufleute, dann die Juristen und mitten drin die Gutachter und alle wollen was zu tun haben. Natürlich die Professoren nicht zu vergessen, die haben sich ja nun um ein einheitliches europäisches Regelwerk verdient gemacht.

Erstes Beispiel:
Wir hatten mal eine einfache Brandschutznorm, die konnte fast eine Laie anwenden und verstehen.
Dann kam DIN 1045-1 bzw. EC2.
Großer Fortschritt, wir konnten ein paar Eisen in den Stützen sparen (wer schon mal Stahlmassen kalkuliert hat weiß um die Wichtigkeit der Stützenbewehrung in Bezug auf die Gesamtmassen ).

Aber halt, jetzt paßte ja die alte Brandschutznorm nicht mehr wegen der höheren Stützenauslastung, Kragstützen gingen ja schon gar nicht mehr. Also ist jetzt der Brandfall maßgebend, und wir haben wieder mehr Stützenlängsbewehrung (fast wie früher), dafür aber mit Programm und Heißbemessung natürlich mit EDV (für kleines Geld zu erwerben).

Zweites Beispiel
Deckendurchbiegungen sind ja mittlerweile in aller Munde.
Jahrzentelange Erfahrung mit schadensfrei ausgeführten Bauwerken zählen nicht mehr.
Vor kurzem war dies auch hier wieder ein Thema (www.diestatiker.de/forum/4-statik-tragwe...statikprogramme.html ), vor allem der „böse“ Zustand II. Die Herrschaften in den Erläuterungen zum EC2 und auch andere gebildete Kollegen lassen sich darüber aus und geben uns einfachen Ingenieuren „Hilfsmittel“ an die Hand um hier klar zu kommen.

Meine Meinung dazu: Ein Haufen Quatsch!!!! Maßgebend sind eher die Kriecheinflüsse.

Den Zustand II gibt es bei Deckentragwerken häufig nicht, und wenn wird er falsch beurteilt.
Nur meine Meinung zählt nicht, da scheinbar alle auf diesen „Zug“ aufgesprungen sind.

Wie komme ich zu dieser Meinung.
Da verweise ich nur mal auf das Heft 240 (z.B. 3. Auflage v. 1991), Abschnitt 6.1:

„Bei schwach bewehrten Stahlbetonbauteilen nähert sich der wahrscheinliche Wert der Durchbiegung mit abnehmenden Bewehrungsgrad immer mehr dem unteren Rechenwert der Durchbiegung, weil in diesem Bereich unter Gebrauchslast ein Übergang in Zustand II nicht mehr zu erwarten ist. In solchen Fällen (etwa mue < 0,6%) wird empfohlen, zur Vereinfachung den sich nach Zustand I ergebenden Wert als wahrscheinlichen Wert der Durchbiegung anzunehmen und den unteren bzw. oberen Rechenwert durch einen Ab- bzw. Zuschlag von 20% auf den wahrscheinlichen Wert abzuschätzen. Damit wird die Streuung des E-Moduls der Querschnittsabmessungen etc. berücksichtigt.“

Ist doch eine einfache und nachvollziehbare Vorgehensweise (für die heutige Zeit wahrscheinlich zu einfach) mit der die Mehrzahl der Fälle vernünftig abgedeckt werden kann.

Und was machen wir heute.
Wir suchen und kaufen EDV – Programme, die „genau“ rechnen und uns zu große Verformungen ausweisen, weil der Zustand II gerade bei schwach bewehrten Querschnitten falsch ermittelt wird.
Wer’s nicht glaubt, möge sich mal mit den rechenrischen Ansätzen von Quast/Pfeiffer auseinandersetzen.

Nicht daß wir uns falsch verstehen. Bei größeren Deckenspannweiten haben wir schon in den 80-iger Jahren rechnerische Verformungsnachweise als Abschätzung durchgeführt.

Die Liste ließe sich noch fortsetzen, nur dem Zeitgeist der Verdummung durch angeblich genauere Rechenverfahren wird das nicht aufhalten.

So, hiermit ist die Frage von Morten natürlich nicht beantwortet, sorry. Aber das mußte mal raus.

Morten,
wenn ich so einen Klotz in Ortbeton planen müßte, würde ich alle paar Meter abfugen, denn irgendwo kann's immer Risse geben. Man kanns wahrscheinlich auch ohne Fugen machen, braucht dann aber Bewehrung für Zwang im Endzustand.
Hatte selbst schon mal ein Kranfundament ( ich glaube Länge war so um die 150m) im Freien. Ausführung fugenlos, Zwang für Endzustand (allerdings nur daß, was über Reibung aktiviert werden kann). Ist wahrscheinlich eine Glaubenssache.


Hallo DeO,
"Mangel ohne Schaden"
Der war gut.

Jörg schrieb: Neben bei:
Leider muß ich sagen daß die Hersteller am Telefon wirklich keine "echte" Auskunft mehr
geben, da sind nur noch irgendwelche "studierte" Ingenieure dran, die keine
cojones mehr in der Hose haben.

So eine Telefonauskunft nützt Dir bei einem späteren Schadensfall leider nichts, da nicht beweisbar. Selbst wenn Du eine fachlich fundierte Auskunft bekommen würdest, nochmal schriftlich hieb- und stichfest bestätigt das heute kein Aas von Hersteller mehr.

Hallo statiker99,

ich finde deinen Beitrag SEHR GUT, der soll aber auch in www.diestatiker.de/forum/4-statik-tragwe...statikprogramme.html
mitrein! Darin können wir weiter über die Druchbiegungen im ZII diskutieren.

Grüße, Sergej

Hallo Sergej,

wir haben die Schlacht doch längst verloren.

Ich hatte mir mal die 3. Auflage " Grundlagen des Stahlbetonbaus" von König/Tue/Schenck zu Gemüte geführt.

Dort wurde beispielhaft eine Einfelddecke, l = 7,00m mit einer Dicke von 35cm und einer Nutzlast von
5 KN/m² nachgewiesen. Bewehrungsgrad 0,3%. C30 /37

Steifigkeit Zust. I: 109 MNm²
Zust. II: 21MNm²

Das wird heute unseren Studenten beibgebracht.

Ich hab's mittlerweile aufgegeben und diskutiere das im Einzelfall mit dem PI aus (wenn ich Glück habe ist
das noch einer von der alten Schule )

PS:

So ne Decke wird bei mir ca . 26 - 29 cm dick (je nach Randbedingungen, aber nicht mit Mauerwerk drauf).