ref. Est-02_30/11/06

Sobre las triangulaciones incompletas de la NCSE
(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  30/11/06 - España

Normativa: NCSE-02
 

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Triangulaciones incompletas son aquellas que no han completado triángulos, dejando trapecios adyacentes. Una triangulación completa sería la cruz de S. Andrés.

Respecto al tratamiento de sótanos la propia norma indica que además de arriostrar las zapatas en ambas direcciones es conveniente disponer una losa armada de continuidad a pie de soportes. En todo caso la planta baja o de sótanos no ha de perder ductilidad, respecto a las plantas superiores.

Un saludo,

J. Manzano.

ref. Est-04_28/11/06

Sobre rutinas para pilares mixtos
(De Pau)  28/11/06 - España
 

Hola a todos:

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Estimado Pau:

En mi época de «hormigonero» empleaba para el análisis matricial el programa CYPECAD. Después el análisis individual de cada elemento lo realizaba con la aplicación Prontuario de Hormigón Estructural, que es gratuita. Puedes descargarla en el siguiente enlace: http://www.ieca.es/publicaciones2.php?IdLibreria=31

Espero te sirva de ayuda.

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-03_28/11/06

Sobre la flecha en una tubería que cruza un arroyo
(De Joaquín Leyton)  28/11/06 - España
 

Hola a todos:

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Es raro que un tubo que lleve algún fluido (gas o líquido) sea autoportante. Creo que lo mas prudente es que coloques una estructura auxiliar en forma de cercha o algo así.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Joaquín Leyton:

Comentarte que disponer rigidizadores en la tubería no sirve para nada desde mi punto de vista. Respecto a la solución a adoptar, comentarte:

1) ¿Esa flecha es admisible? ¿Has consultado con la ingeniería si puede aceptarse esa deformación máxima?

2) ¿Qué condiciones en los apoyos has dispuesto? Si se trata de una tubería continua podría considerarse con apoyos casi empotrados.

3) Quizá la solución sea disponer una estructura auxiliar en la tubería (arriba o debajo, habría que conocer las limitaciones de espacio existentes), porque supongo que no podrás aumentar la sección. También quizá sea viable disponer de tornapuntas cerca de los apoyos y así «reducir» la luz libre de la tubería.

Espero haberte servido de ayuda.

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Una solución podría ser colocar un cable tensor, a modo de minipuente colgante, levantando en los apoyos pies por 1 m o 2 m. Para ello dividida la luz en tres tramos de 7 m el tensor recogería desde los tercios en que la carga de cuelgue sería de P/4, en cada punto, mediante anillos abrazaderas, siendo P el peso total (con sobrecarga) de la tubería. La tensión en el cable sería función del ángulo obtenido α. Si se levanta 1 m entonces tg(α )= 1/7.

Si se levanta 2 m tg(α) = 2/7, etc.

Un saludo,

J. Manzano

En mi opinión la solución más correcta y más económica es, en condiciones normales, enterrar la tubería un metro por debajo del fondo del arroyo. No es dificil de ejecutar y se evita que la Confederación Hidrográfica, o como se llame ahora obligue a considerar la riada de los 500 años y entonces...

Un saludo,

Alejandro Murcia.

ref. Est-02_28/11/06

Sobre el valor de la presión del viento en una marquesina según el CTE
(De Yolanda)  28/11/06 - España
Normativa: CTE

Hola a todos:

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Pues, a primera vista, sí lo estas aplicando bien. En las cargas de viento el CTE da cargas mucho mayores que la antigua norma AE 88 y mayores que la NTE de viento. Las diferencias pueden llegar al doble efectivamente. Ahora una marquesina de 30º ¿No es demasiada pendiente?

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_28/11/06

Sobre la interpretación del artículo 50.2.2.1 de la EHE
(De Mario)  28/11/06 - España
Normativa: EHE

Hola a todos:

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Hola Mario:

En el Artículo 22º de la EHE sobre Placas te define lo que son los recuadros. 

Saludos,

Fran Arias.

Un forjado reticular es simplemente una losa aligerada armada en dos direcciones. Normalmente se toma la hipótesis de fuerte armado (cuantía mayo de 0,004) por lo que los límites de flecha son:

Recuadros exteriores L/22

Recuadro interiores L/25 (L = mayor luz)

Así para L= 8 m la flecha exenta de comprobación sería para un canto ≥ 32 cm en un recuadro interior.

Un saludo,

J. Manzano

¡Ojo! Para una luz L = 8 m, recuadro exterior L/d=25, entonces d = 32 cm, donde d es el canto útil, y el canto total seria H = 35 cm (para ambiente I).

Saludos,

Marc Battle.

ref. Est-03_24/11/06

Sobre la carbonatación
(De Gabriel Armando Vilchez)  24/11/06 - Perú
Normativa: RNC

Hola a todos:

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La carbonatación es un fenómeno que afecta a los elementos estructurales de hormigón armado en contacto con el terreno. Para conocer como influyen los ataques químicos del terreno o agua en el hormigón es necesario tener un estudio geotécnico en el que se debe haber pedido ensayo de las aguas, y el examen de contenido en sulfatos y de carbonatos en el terreno. Los carbonatos atacan a las armaduras y, por tanto, para protegerlas el hormigón debe proporcionar un recubrimiento suficiente a las armaduras. Además es conocido que hormigones de mayor resistencia mecánica, debido a la cantidad de cemento, y contribuyen a que los carbonatos no alcancen las armaduras. Por lo tanto la protección se hace mediante dos vías, el recubrimiento y la resistencia del hormigón.

Belen Orta.

Hola Gabriel.

Supongo que te refieres a la formación de carbonato cálcico en la superficie del hormigón, como consecuencia de la combinación del hidróxido cálcico que se ha formado a partir del óxido cálcico del cemento y cualquier agua (lluvia, humedad...) que pasaba por allí y el anhídrido carbónico del aire. Si es así y no la quieres, deberás aislar el hormigón del agua y del aire, revistiéndolo con algo impermeable.

Fernando.

Para tener una idea del proceso una estructura con una relación agua/cemento de 0,6 y un recubrimiento de 3 cm construida el año 2000 tendría una profundidad de carbonatación igual a 1 cm y faltarán unos 39 años para que el proceso alcance a las armaduras. Con 4 cm de recubrimiento faltarían unos 74 años Con 2 cm de recubrimiento faltarían unos 14 años.

Las obras construidas en 1961 con recubrimiento de 3 cm han alcanzado la profundidad de carbonatación, a la armadura, en el año actual de 2006. Este proceso es aproximado y en condiciones desfavorables, se acelera.

Un saludo,

J. Manzano

ref. Est-02_24/11/06

Sobre el porcentaje de desperdicios de hormigones hidráulicos
(De Aldo Leschhorn)  24/11/06 - República Dominicana

Hola a todos:

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ref. Est-01_24/11/06

Sobre el comportamiento inelástico de los materiales
(De Luis Adrian)  24/11/06 - México

Hola a todos:

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Hola.

Si he entendido bien tu pregunta, creo que la misma palabra te da una idea, es el comportamiento no elástico de un material. Como ejemplo podemos utilizar el acero, la bibliografía nos indica que en el tramo de tensión entre 0 y unos 2600 kp/cm² se comporta de forma elástica, es decir que se rige por la ley de Hooke y que las deformaciones que sufre se recuperan al retirar la carga que produce las tensiones anteriormente comentadas. Una vez superado este límite, entramos en la fase no elástica, es decir, que ya no se rige por la ley de Hooke ni los principios que conocemos de la elasticidad, se produce un comportamiento plástico o anelástico, en el que las deformaciones ya no son recuperables al 100%; el estudio es complejo y desde el punto de vista práctico, creo no tiene una gran utilidad, ya que en pocos casos se calculan estructuras en fases plásticas.

En estructuras de hormigón todavía menos ya que al tratarse de un método de cálculo en rotura todavía deja menos margen.

Un saludo,

ref. Est-03_23/11/06

Sobre una grieta en un pilar de tapial
(De Armando)  23/11/06 - España

Hola a todos:

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Para poder opinar sobre la cuestión se precisaría:

- Fotografía.

- A ser posible Datos:

Dimensiones del pilar ( Sección y altura)

Número de grietas y medidas de cada una en mm. o cm.

Carga que recibe el pilar ( estimada) Distancia al pilar más próximo de enlace con viga.

Posición del pilar en relación a muros más próximos o pilares circundantes, asi como vigas que los enlazan.

Tipo de cimentación y dimensiones estimadas.

Un saludo,

J. Manzano.

Pero Armando, ¡un pilar de tapial debe ser más falso que una zapata de yeso!

¿Cómo es que tiene grietas horizontales? ¿trabaja a «traición»? Como no lo veo me imagino que estará marcando las juntas entre tongadas... o algo así. Lo suyo será inyectarle arcilla en esas grietas ¿no?

ref. Est-02_23/11/06

Sobre el cálculo de las uniones entre pilares metálicos y forjados de hormigón
(De Juan Luis)  23/11/06 - España

Buenas a todos:

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Hola Juan Luis:

Las uniones entre pilares metálicos y forjados de hormigón mediante <<crucetas>> metálicas se emplean a menudo en España, generalmente, en edificios de escasa entidad; sin embargo, el estado de conocimiento al respecto es casi nulo. Creo que la razón principal es que se sigue pensando en hormigón y acero como mundos separados, que rara vez se intersecan, y que cuando lo hacen prefieren ocuparse de detalles menos vanales. Resulta que actualmente, el proyectista que rebusque en bibliografía sobre construcción mixta encontrará un amplio abanico de información en el que por lo visto no cabe un pequeño sitio para este detalle.

En cuanto a normativa, ocurre lo mismo. En primer lugar comentar que el nuevo Código Técnico (CTE) no dice nada al respecto. Algo sobre su modelización en cuanto al cálculo de esfuerzos sale a colación en el apartado de uniones del DB-SE A. Concretamente sobre el análisis de la unión entre vigas planas continuas de hormigón armado y pilares metálicos:

<<En defecto de análisis más precisos se considerarán:[...]

ii) articuladas (viga continua sobre apoyo posiblemente excéntrico), las uniones de vigas planas de hormigón armado en continuidad sobre pilar metálico.>>

Ya se comentó algo en este foro sobre ello.  En definitiva, el CTE propone la consideración de una articulación, que entiendo, puede ser correcta para el cálculo del pilar metálico, pero deja sin resolver la continuidad de la viga.

Para todo aquel que ahonde un poco en la cuestión, la analogía con la referencia del ACI para el caso de capiteles metálicos (cuya formulación ha implementado nuestro amigo Coya en su programa) parece inevitable. Sin embargo, la teoría expuesta por el reglamento americano está basada en ensayos (Corley y Hawkins, 1968) suponemos que exclusivamente de punzonamiento en losas, e incluso, en nuestra opinión, sobre pilares de hormigón (ver figura a la izquierda tomada del ACI). El hecho de que el articulado analice el punzonamiento en una losa supone cuestionarse la validez de trasladar la formulación a otros casos, como pudiera ser el de una unión de viga plana con pilar metálico. Si la viga plana tiene un ancho (b) mayor que el del pilar en la dirección de ésta más un canto útil (la mitad de éste debe estar a cada lado del pilar):

b₁>c₁+d/2+d/2 en el caso de brazos perpendiculares a la cara de ancho c1 del pilar,

b₂>c₂+d/2+d/2 en el caso de brazos perpendiculares a la cara de ancho c2 del pilar.

lo cual puede ser muy normal en el caso de pilares metálicos, estaríamos en un caso de punzonamiento que se podría comprobar siguiendo las directrices del ACI. Todo lo anterior salvando las distancias, que quizás no sean irrelevantes, de que el pilar no es de hormigón, con lo que en nuestra opinión la transmisión de momentos entre pilar y viga que se cita en el artículo es más cuestionable si el pilar es metálico. Si se observa la figura del ACI, se entenderá que el efecto de disponer refuerzos metálicos consiste en, además de dotar a la sección de área de acero para absorber las tensiones de punzonamiento, hacer que el perímetro crítico a punzonamiento sea mayor, lo cual mejora reduciendo las tensiones, pero también haciendo que la carga que se transmite al pilar a efectos de punzonamiento sea menor, ya que el área comprendida dentro del perímetro crítico no se incluye en dicha carga. Si la viga plana tuviera un ancho inferior no parece correcto hablar de punzonamiento.

Las NTE, concretamente la NTE-EHR <<Forjados Reticulares>>, confirmando una vez más su buen hacer (se trata de una norma de 1973 que abarca más tipologías estructurales que el nuevo CTE)  y refiriéndose también al punzonamiento, en este caso de reticulares, propone los detalles que luego han sido plasmados en bibliotecas comerciales y en alguna que otra bibliografía (ver figura a la derecha). La NTE considera como <<refuerzo de soporte metálico en los ábacos>> (sic) perfiles UPN con una dimension medida a partir del eje del soporte igual a 1/9 de la luz contigua. Esta longitud se puede calcular de acuerdo al método del ACI, que determina que el perfil debe tener 1/4 de su longitud, medida a partir de la cara del pilar, fuera del perímetro crítico de punzonamiento. El tamaño del perfil lo define la NTE en función del canto (H) de la losa (H=20 cm - UPN 100, H=25 cm - UPN 100, H=30 - UPN-140, H=35 - UPN-140). Nótese que en este caso los pilares sí son metálicos.

Por último, en varias referencias del profesor Calavera, se hace eco del método de punzonamiento del ACI y se recogen algunas otras consideraciones de interés. Entre ellas, el hecho de ampliar la gama de perfiles para capiteles con los perfiles en I; y de darse unas normas mínimas para el corte de éstos, de manera que se eviten concentraciones de tensiones: los extremos de los perfiles deben cortarse con ángulos no menores de 30º con el plano horizontal, ni mucho mayores que éste, como por ejemplo el corte ortogonal (la disposición de la NTE no sería correcta). 

Entonces ¿cómo podemos comprobar los perfiles metálicos?

Bueno, además de seguir las recomendaciones geométricas anteriores, que servirán a modo de predimensionado, está claro que los perfiles van a estar sometidos a un estado de flexión. Suponiendo un voladizo empotrado en la cara del pilar, la cuestión principal es dilucidar el estado de fuerzas al que está sometido.

Si la viga plana tiene un ancho mayor que el anteriormente comentado de manera que se pueda hablar de punzonamiento, se puede utilizar la formulación del ACI. Siguiendo nomenclatura de la EHE llamaremos F_sd al el esfuerzo de punzonamiento de cálculo, es decir, la reacción del soporte debida a esa planta, generalmente la carga por m² por el área de influencia del pilar. Además n será el número de brazos y m el de perfiles metálicos por brazo. Ahora bien, el valor del momento en el empotramiento no está tan claro puesto que depende de la posición y distribución de las fuerzas.  Siguiendo de nuevo el ACI el efecto de la placa sobre cada perfil se traduce en dos fuerzas, la primera aplicada en el extremo libre del perfil y de valor:

F1 = α_vV_cu/(n.m),

siendo:

α_v = E_pI_p/(E_cfI_cf) la relación entre rigideces de uno de los brazos del perfil (con uno o varios perfiles) y la de la sección homogénea fisurada de hormigón de ancho b₁ o b₂ según el brazo sea perpendicular al lado c₁ o c₂ del pilar. Según ACI, α_v no puede ser menor que 0,15. De otra manera el perfil no es suficientemente rígido, con lo que es ineficaz. Además, el ala sometida a compresión no debería tampoco estar situada a una distancia superior a 0,3*d de la superficie inferior de la placa, y la altura de los perfiles no debe ser superior a 70 veces su espesor de alma.

V_cu = El cortante último que es capaz de resistir la sección de hormigón fisurada anterior. De nuevo el articulado está pensando en una placa donde no existe otro armado a punzonamiento que el perfil. No sabemos qué influencia tendrían los estribos si se prolongaran alrededor del perfil. Se supone, basándose también en los ensayos de Corley y Hawkins, que aproximadamente V_cu = F_sd/2 para perfiles de dimensiones normales.

n = el número de brazos que refuerzan el ábaco.

m = el número de perfiles por brazo.
 

La segunda fuerza situada a una distancia igual al canto del perfil (h_v) y de valor:

F2 = (F_sd - V_cu)/(n.m)

Conociendo estas dos fuerzas y su posición se pueden obtener los diagramas de esfuerzos cortantes (V) y Momentos Flectores (M_F) que sirven para comprobar el perfil, tal y como se indica en la figura:

Con todo, lo anterior deja muchos casos sin respuesta, que esperamos ir tratando en un futuro.

Espero haberte sido de ayuda,

gestodedios, <<De Mecánica>>.

Hola Juan Luis, Gestodedios.

La información más accesible es la explicada en la respuesta de Gestodedios, (Calavera, ACI, NTE) muy orientada a uniones forjado de losa y pilar de acero. En este sentido hay un ejemplo de dimensionado en el libro «forjados» de Editores Tecnicos Asociados (ISBN 84-7146-205-2) y alusiones en el libro de Forjados Reticulares de Florentino Regalado. Pero quien entra de frente al problema es D. José Luis de Miguel Rodriguez (en sus apuntes de la ETSAM) y sobre todo en el articulo «Collarín para soportes metálicos» publicado en «Informes de la Construcción». VOL 50. nº456-457 (1998)donde se explica su dimensionado con detalle.

Un saludo,

Nuraghi.

Hola Nuraghi:

Sospeché desde un principio en que el profesor De Miguel tendría algo al respecto, pero entre los apuntes suyos que poseo no lo encontré -y bien que estuve trasteando-. Supongo que el número de Informes de la Construcción ya no se podrá conseguir puesto que es antiguo, pero me informaré.

Gracias por las bibliografías,

ref. Est-01_23/11/06

Sobre el uso de celosías en cubiertas
(De Carlos García)  23/11/06 - España

Buenas a todos:

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Cuando le apetece al proyectista.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola Carlos:

A ver, siendo un poco mas explícito y en la manera en la que te puedo ayudar, celosías se usan dependiendo de la luz de la cubierta a salvar. Por ejemplo, pasando de 25 m de luz total, ve considerando ya la celosía por temas económicos. También puede ser, cuando le apetece al proyectista, el gusto del arquitecto, las manías de la propiedad... Pero, desde el punto de vista de un ingeniero, las principales consideraciones serían, la luz de la cubierta, y la forma de esta. 

Un Saludo:

J. Sanchez.

Ante todo, gracias por vuestra colaboración. Una última cuestión, ¿es lo mismo cercha que celosía? Si no es lo mismo, ¿cuál es la diferencia y cuando se utiliza cada caso?

Gracias,

Carlos.

Hola Carlos:

A ver, siendo un poco mas explícito y en la manera en la que te puedo ayudar, celosías se usan dependiendo de la luz de la cubierta a salvar. Por ejemplo, pasando de 25 m de luz total, ve considerando ya la celosía por temas económicos. También puede ser, cuando le apetece al proyectista, el gusto del arquitecto, las manías de la propiedad... Pero, desde el punto de vista de un ingeniero, las principales consideraciones serían, la luz de la cubierta, y la forma de esta. 

Un Saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_22/11/06

Sobre el cálculo de longitudes de anclaje de esperas
(De Kepa)  22/11/06 - España

Buenas a todos:

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Hola, Kepa; hola, Ramón; hola a todos:

Las esperas que se colocan en la zapata tienen que tener un solape con la armadura del pilar de valor la longitud de solape, definida en EHE.

Las patillas son únicamente para la colocación de armaduras.

Muy importante es comprobar que el canto de la zapata es suficiente para disponer en él la longitud de anclaje de los pilares, en este caso de las esperas. En este caso, el valor a considerar es la longitud de anclaje de barras a compresión, también definida en EHE. En ocasiones, para reducir esta longitud y no penalizar el canto de las zapatas, las armaduras de espera no son iguales a las del pilar, sino que se duplica su número y se reduce su diámetro.

Un saludo,

Coya.

Muchas gracias Coya.

Un saludo a todos,

Coya.

ref. Est-01_22/11/06

Sobre la comprobación del par de apriete de anclajes HILTI
(De Paqui Fernández)  22/11/06 - España

Hola a todos:

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Estimada Paqui (y resto de compañeros del foro):

Ante cualquier duda respecto a estos temas, lo mejor es ponerse en contacto con el fabricante. Ellos son especialistas de la materia. www.hilti.es

Un Saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-02_21/11/06

Sobre unos agujeros en las vigas de un garaje
(De Gabriel Pensamiento)  21/11/06 - Guatemala

Hola a todos:

Saludos,

Gabriel Pensamiento.

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Hola, Gabriel; hola, Ramón; hola a todos:

Desde luego, los huecos no parecen muy razonables, ya que debilitan la viga. Sin embargo, nada prohibe realizarlos.

No sé cuál es tu papel en el asunto, pero desde luego que el cálculo de esas vigas perforadas no es tarea sencilla. Si hay dudas, también se puede hacer una prueba de carga.

Un saludo,

Coya.

Hola Gabriel:

De acuerdo contigo y con Coya, en que esos <<agujeros>> para instalaciones no son nada buenos para la estructura. En la zona de la viga, según la foto, el hueco se realiza en medio. Vale, no es cosa deseada, pero a mi juicio, le salva el hecho de que en esa zona, los cortantes serán mínimos, y la armadura que esta afectada por el hueco es la de cortante, no así la de montaje ni la de positivos y negativos, que puede estar perfectamente. Aun así, habrá una reducción de sección, con la consiguiente penalización.

En lo que ya me parece un poco fuera de lugar, es en los apoyos de vigas en pilares. Máximos cortantes, y ¡eliminar armadura de cortante! Por no decir mas...

En fin, a mi juicio, no está muy bien ejecutado. Ahora, quizás, y no se aprecie, los huecos hayan sido reforzados en su día por algunas otras armaduras, y ¡todo esté correcto! De todas maneras, estudiar esos casos, tiene su miga. ¡Te animo a que lo hagas!

Un Saludo:

J. Sanchez.

ref. Est-01_21/11/06

Sobre un posible caso de pandeo lateral
(De Raúl Asunción)  21/11/06 - España

Hola a todos:

Tengo una estructura de pórticos de madera como cubierta de una piscina climatizada. Las vigas que forman el lateral han pandeado hacia el interior de la piscina en horizontal, ¿puede haber influido la humedad o se debe a una consideración inadecuada de las hipótesis de carga iniciales? Me inclino a pensar en una combinación de ambas pero realmente no creo que la humedad pueda producir un pandeo. La estructura soporta una cubierta de lona de plástico por lo que los empujes por viento deben ser importantes. Pero sí que están las riostras en forma de aspa en los huecos de los extremos. A ver si alguien puede decirme algo.

Saludos,

Raúl Asunción.

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Sin una foto es difícil emitir una opinión.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola Raúl:

La verdad, de acuerdo con mi maestro Daniel, es muy difícil hacer una valoración sin verla.

Lo que no me queda muy claro, es que se trate de pandeo lateral. Ten en cuenta que el pandeo lateral, es un fenómeno local en los perfiles (en madera no he trabajado nunca, pero supongo que los términos serán los mismos). Y por lo que explicas y lo que llego a entender, más bien entiendo que las vigas no han aguantado la compresión transmitida por los pórticos, o quizás se han deformado bastante por la acción de cargas en el plano en el que se han deformado. Es decir, pandeo lateral no se ha producido, mas bien inestabilidad global. Si es así, como yo supongo, comprobaría que los arriostramientos son buenos, y que las cargas e hipótesis de calculo en las vigas están bien.

Un Saludo:

J. Sanchez.

Para poder emitir una opinión se precisaría saber:

- Clase de madera.

- Luz del pórtico y alto de pilares.

- Ancho y alto de la sección de la viga.

- Dimensiones de la sección del pilar. Sistema en el nudo pilar-viga.

- Si está apoyada, articulada o empotrada con el pilar.

- Protección que tiene la madera. Separación entre pórticos. Saludos

Un Saludo:

J. Manzano.

Hola Raul.

El viento actúa igual si la cubierta es de plástico o si es de hormigón, lo que sí parece claro es que es una «estructurilla». Adivino que puede hacer cualquier movimiento menos aproximarse-alejarse los pórticos (por las cruces que dices y los adivinables travesaños-zunchos. En fin, yo creo que la madera se está «revirando» porque le da la gana (humedad, vaya usted a saber...), ¿a que es madera natural (ni siquiera laminada)?

ref. Est-02_20/11/06

Sobre unas barras de pilares desplazadas
(De Vicente)  20/11/06 - España

Hola a todos:

En una obra de edificación en la que soy el D.E.M. (Arquitecto Técnico), tras hormigonar el primer forjado he comprobado que en algunos casos las esperas de los pilares están muy desplazadas (hacia el interior) respecto de su posición teórica (por ejemplo, en un pilar de 30x30 las armaduras llegan a tener 10 cm de recubrimiento cuando debían tener 4). ¿Qué posibles soluciones hay para corregir esto? (sin demolerlo todo, claro). Le he dicho a la constructora que picaran parte del hormigón bajo el arranque del pilar y que grifaran las armaduras para colocarlas lo mas cerca posible a su posición correcta). Algunos compañeros me han dicho que se pueden colocar unas armaduras con patilla en la base... (no me lo han explicado muy bien...)

Muchas gracias de antemano,

Vicente.

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Estimado compañero, he aquí una aclaración a tu duda.

Un pilar que trabaje preferentemente a compresión, es decir, a esfuerzo axil (esto es lo deseable) resiste el esfuerzo al repartirlo por toda la sección, por lo que no importa donde estén colocadas las barras, ya que solo tienen que estar en ella para colaborar con el hormigón. Lo anterior sería en un mundo ideal, en la realidad un pilar está sometido a flexocompresión esviada, es decir, compresión y momentos en las dos direcciones principales, por lo que aparte de resistir la compresión debe absorber estos momentos.

Para resistir la compresión se ha dicho antes que no importa la posición de las barras, pero para resistir la flexión necesitamos que éstas estén lo más separadas posibles para obtener un mayor brazo del par de fuerzas y teniendo en cuenta cual es el momento mayor para colocar las barras (cuando son necesarias más de 4) en las caras adecuadas. Como explicación a esto último imagina que el pilar es una viga metálica (IPE por ejemplo) sometida a una carga uniformemente repartida, pero esviada, por tanto la colocación del eje fuerte (el que da mayor modulo resistente) será perpendicular a la carga mayor.

Un saludo:

Nervy.

Hola Vicente.

Nervy tiene razón, pero cuando lleves vistas unas cuantas obras más te darás cuenta de que lo que tienes ahora es la regla, no la excepción. Como te habrá dicho el contratista, para poder «enchufar» la armadura superior tienes que hacer una «alcachofa» con la espera. La vida es así de dura.

Complementando mi anterior respuesta añado lo siguiente. La función de las esperas de un pilar no es la de resistir los esfuerzos que se provocan en el ámbito donde existen, sino la de dar continuidad al pilar y materializar un empotramiento; por ello es muy importante que estas tengan la longitud mínima exigida por la EHE-98 (debemos ser muy exigentes a este respecto).

Un saludo,

Nervy.

ref. Est-01_20/11/06

Sobre vigas de plástico
(De Paula)  20/11/06 - España

Hola a todos:

Necesito saber si alguien conoce vigas de material plástico para su uso en estructuras de edificación. Si es así, me gustaría saber qué tal funcionan y dónde puedo pedir información al respecto.

Muchas gracias. Un saludo,

Paula.

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Estimada Paula (y resto de compañeros del foro):

No tengo costancia de la existencia de vigas de plástico, pero supongo que como en esta vida hay de todo... Yo propondría realizar la estructura de acero u hormigón, y revestir las vigas con el material requerido.

Un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Paula.

Comentarte que en cierta ocasión, sí que estuve mirando unos perfiles de plástico. Más concretamente eran un perfil "I", cuyo material es PVDF (especie de plástico). Por lo tanto, sí que existen.

Miraré más detenidamente para ver si encuentro la información. Los tratamos de poner en una estación de operación de ácido sulfúrico, por la resistencia del PVDF al ataque químico. Pero eso sí, cuando se sumaron las cantidades por precio, ¡se desestimó a la velocidad de la luz!

Un saludo,

J. Sánchez.

Hola Paula:

En Asturias se ejecutó hace pocos años un pequeño viaducto en la variante del aeropuerto con vigas de polímeros reforzados con fibra de carbono, por parte de ACCIONA. En edificación no tengo constancia de que se hayan utilizado en España. Consulta en algún centro de investigación (Instituto Eduardo Torroja) por si pudieran informarte.

Saludos,

Fran Arias.

ref. Est-02_18/11/06

Sobre la acción del viento en un cartel
(De Simón)  18/11/06 - Argentina

Hola a todos:

La verdad que estoy contento de encontrar esta página... espero me de resultado.... Tengo un taller de cartelería y quisiera hacer una pregunta sobre un trabajo que es mas bien delicado. Tengo que construir una pantalla de 10 x 5 m y colocarla a 18 m de altura y sé que es un tema delicado con los vientos. El lugar es Córdoba/Argentina y aquí los vientos son de parámetros normales... Sé que es importante analizar el lugar, pero por lo menos pasos a seguir en tener bien en cuenta... Aclaro, el cartel va sobre un tanque de 11 x 4 m de base (muy sólido) y ya hay una estructura de soporte de pantalla de un cartel existente anteriormente, pero era de letras corpóreas, que facilitan la filtraciones de viento, pero teniendo en cuenta que esa estructura esta rígida ¿cómo serían los pasos a seguir con la pantalla?

Muchas gracias,

Simón.

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Hola, Simón; hola, Ramón; hola a todos:

Nunca calculé una obra así, por no sé que añadir a la normativa de acciones de viento. Sin embargo, en tu propia pregunta va implícita una respuesta. Existen muchos carteles de apariencia de pantalla maciza pero que tienen pequeñas perforaciones que reducen enormemente el empuje del viento. Con ello consigues una ahorro real de la estructura más allá del afinamiento de los métodos de cálculo, que también es útil.

Un saludo,

Coya.

Para un velocidad característica del viento de 200 Km/h en ráfagas durante 10 minutos a 10 m de altura, en terreno llano despejado y una densidad del aire de 1,25 (densidad media), puede estimar una presión de 1.800 Kp/m² sobre la pantalla.

Saludos,

J. Manzano.

Según J. Manzano la presión sobre el cartel es de 1.800 Kg/m² ¿No es mucha esa presión? ¿no le sobrara un cero y será 180 Kg/m²?

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Efectivamente se deslizó un cero y la respuesta correcta es de 180 kp/ m².

Saludos,

J. Manzano.

ref. Est-01_17/11/06

Sobre bibliografía para el cálculo de pilas de viaductos
(De Fancesca)  18/11/06 - Italia

Hola a todos:

Quisiera preguntar si alguien conoce algún libro valido sobre el calculo de pilas de viaductos.

Muchas gracias,

Francesca.

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ref. Est-01_17/11/06

Sobre fórmulas para predimensionar el canto de perfiles metálicos
(De Leonardo Martí)  17/11/06 - Argentina

Hola a todos:

Necesitaría saber, fórmulas para predimensionar estructuras metálicas, ya sean perfiles L, I, C o tubulares. Lo que necesito predimensionar es la altura de los perfiles.

Un saludo,

Leonardo.

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Hola a todos:

Leonardo, sobre cómo dimensionar un perfil metálico, no hay nada establecido como puede ser en la estructura de hormigón, por lo menos yo lo desconozco. Lo que se realiza a veces, es tener en cuenta cual es la manera de trabajo del perfil, y en función de ello, hallar un modulo resistente o área efectiva que nos sea suficiente. En función de ello, compáralo con las tablas, y pon el que mas se ajuste. De todas maneras, siempre tendrás que calcular luego, ya que según sea los perfiles que has obtenido, la rigidez total puede cambiar.

Sobre si lo que quieres es predimensionar que una forma "I", "H", "L" "U"... etc., sea mejor que otra, pues entonces, cada uno tiene sus opiniones y los aplica, pero no es norma establecida.

Un saludo,

J. Sánchez.

ref. Est-02_16/11/06

Sobre normativa americana para acero y hormigón armado
(De Kepa)  16/11/06 - España

Buenas a todos:

En primer lugar enhorabuena por la página, al webmaster y a todos por hacerla posible.

Mi consulta es la siguiente: en un futuro, voy a realizar un proyecto en Estados Unidos y me gustaría saber cuáles son las normas de referencia allí, tanto para acero estructural como para hormigón armado.

Un saludo y gracias,

Kepa.

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Hola Kepa:

El código sobre hormigón utilizado en EEUU es el famoso código ACI (American Concrete Institute), concretamente para el hormigón estructural es el ACI-318 <<Building Code Requirements for Structural Concrete>>.

El código vigente actualmente es el ACI 318-05. La publicación es difícil de encontrar en España, y además sale muy cara (en torno a los 200 € con el transporte incluido). Yo te aconsejaría que, para echar un vistazo, te hicieras con la versión anterior (ACI 318-02) que rueda por Internet o que consultaras el apartado de <<publicaciones complementarias>> de las CIRSOC argentinas en la Web del INTI (Instituto Nacional de Tecnología Industrial) donde encontrarás algunos análisis del ACI 318-02 en castellano.

En cuanto a la normativa de acero no te puedo ayudar.

Saludos,

gestodedios, <<De Mecánica>>.

Estimado Kepa (y resto de compañeros del foro):

Comentar que la normativa vigente en Estados Unidos en acero es el código AISC (y creo que la última versión es del año 2005). Existe en Internet una versión en español en *.pdf (pues en el país norteamericano existe una comunidad hispanohablante muy numerosa). El método que se emplea es el que denominan LRFD (Load and Resistance Factor Design), que tengo entendido que tiene una filosofía similar a los Eurocódigos estructurales.

Un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola a todos:

La norma de ASCE no se basa en LRFD y por cierto la ultima versión creo que es la 10-97 y dentro de muy poco sale una nueva edición.

Saludos,

Quijote.

ref. Est-01_16/11/06

Sobre el cálculo de los pernos de anclaje de placas
(De Alberto Pérez)  16/11/06 - España

Hola a todos.

Quisiera saber de qué depende la longitud de los pernos de una placa de anclaje y si es posible combinar diversas longitudes y diámetros de pernos que nos den el mismo resultado.

Gracias,

Alberto Pérez.

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Hola Alberto.

Los pernos de anclaje fundamentalmente deben ser capaces de absorber un axil (provocado por pilares en placa mediante momentos, etc...) y un esfuerzo cortante de la misma naturaleza anterior. El Ø depende entonces de la combinación de los dos valores anteriores, en su situación mas desfavorable, y la longitud, pues de la adherencia del perno al hormigón.

Sobre si es posible la combinación de diferentes valores para llegar al mismo resultado, por supuesto. Date cuenta que según donde sitúes los pernos tendrás mayores o menores valores de axiles, por ejemplo. Ahora, por experiencia y utilidad, te aconsejo que los realices de la forma mas homogénea posible (que es lo mas fácil) ¡si cuando llegues a obra, no quieres tener ningún susto!

Un saludo,

J. Sánchez.

En el libro de Ramon Arguelles tienes desarollados cálculos completos de placas de anclaje y pernos.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_15/11/06

Sobre el cálculo de macizados
(De Montse)  15/11/06 - España

Hola a todos.

Por favor, quisiera saber, cómo se calculan los macizados en los forjados de viguetas pretensadas.

Gracias,

Montse.

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Estimada Montse:

No llego a entender muy bien que quieres decir con macizados. Creo que te debes referir al hormigón in situ, que se añade en los forjados unidireccionales de cualquier tipo. Cuando se tienen viguetas pretensadas, ya sean resistentes (doble T), o semirresistentes (sólo una T), el hormigón in situ, juega un papel fundamental, básicamente porque forma una sección compuesta con la vigueta prefabricada, teniendo mucha más sección, inercia y momento resistente. Además de formar la capa de compresión y compatibilizar las deformaciones transversales. Para su calculo a nivel de sección, se debe homogeneizar el hormigón in situ al prefabricado. El libro de Calavera, de calculo de estructuras de edificación, o el de forjados de edificación, explican muy bien como se calculan estas secciones, cuyo problema principal es el rasante, entre los dos hormigones, al ser una sección mixta. También se puede entender por macizados, cuando a la altura de los apoyos se retira una fila de bovedillas y se maciza, por problemas de cortante y de flexión negativa, al faltar ancho en las almas de las viguetas. En este caso lo normal es considerar que todo es hormigón in situ y prescindir de la vigueta, y calcularlo como una sección normal rectangular de hormigón armado, se esta del lado de la seguridad y de la sencillez.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

ref. Est-02_14/11/06

Sobre normativa de concreto armado sobre fuego
(De Ana Cecilia Ruíz Güire)  14/11/06 - Venezuela

Hola a todos.

Quisiera tener información de normas de edificaciones de concreto armado sometidas a la acción del fuego, comportamiento de los elementos estructurales y posibles daños.

Gracias,

Ana Cecilia.

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Estimada amiga venezolana, Ana Cecilia:

Puedes descargarte y consultar la Normativa actualmente en vigor en España, sobre incendios, donde trata bastante bien el tema de la resistencia de las estructuras al fuego, en la siguiente dirección (www.codigotecnico.org), en el epígrafe documentos el DB SI, es el que trata sobre incendios, esta en pdf, con lo que puedes imprimirlo y demás.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros del Mundo desde España.

Antonio González Sánchez.

ref. Est-01_14/11/06

Sobre el método de Kani
(De Geovanny Vargas)  14/11/06 - Honduras

Hola a todos los amantes del bello arte de calcular estructuras, soy un estudiante universitario de Honduras y solicito su apoyo, necesito conocer el método de cálculo de kani, una explicación, algunas aplicaciones y ejemplos...

Muy agradecido me despido atentamente.

Geovanny

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Creo que el método de Kani es una simplificación del método de Cross que se aplicaba para cálculo de estructuras de muchas plantas (grado de desplazamiento muy grande). Tanto el método de Cross como Kani, etc. han desaparecido con la aparición de los ordenadores (PC). Los programas de ordenador calculan las estructuras por métodos matriciales. Tendrías que buscar este tema en algún libro antiguo.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Geovanny; hola, Ramón; hola a todos:

En primer lugar, hay un hilo anterior en De Mecánica sobre el tema:

http://www.demecanica.com/Consultas/E22_EstCons.htm#Est-02_02/11/05_Cross

El método de Kani es uno de los muchos métodos que propusieron una evolución del método de Cross, como el método de Caquot, el de Bowman o el de Takabeya. Como indica Daniel Narro Bañares, estos métodos, tan útiles para el cálculo manual, quedaron en desuso con la difusión de los cálculos por ordenador mediante métodos matriciales, más versátiles y programables. Por ello es difícil encontrar bibliografía actual sobre ellos.

Creo que el único método iterativo que aún se estudia actualmente es el de Cross, supongo que por ser el primero o tal vez por ser conceptualmente más didáctico. De todos modos, en las bibliotecas universitarias se pueden encontrar aún libros con esos métodos. Por ejemplo:

http://biblioteques.upc.es/cataleg/spanish.html (buscar por palabra clave > kani).

Repasando sobre el tema, encontré unos documentos muy interesantes sobre un método iterativo desarrollado por José Luis Blanco Villoria en los cincuenta. Se presenta como una alternativa sencilla al método de Kani.

http://ropdigital.ciccp.es/public/detalle_articulo.php?registro=13497

http://ropdigital.ciccp.es/public/detalle_articulo.php?registro=13695

http://ropdigital.ciccp.es/public/detalle_articulo.php?registro=13655

Leyendo estos textos encontré la referencia de otro, de Florencio Frutos y Arturo Cernuda, en el que describen el método de Kani.

http://ropdigital.ciccp.es/public/detalle_articulo.php?registro=13485

Simplemente comentar que existe un pequeño libro del autor que todavía se puede encontrar en algunas librerías especializadas (no sé en Honduras) y que trata el tema:

G. Kani, <<Cálculo de pórticos de varios pisos>>. Editorial Reverté S.A. (1981)

Saludos,

gestodedios, <<De Mecánica>>.

ref. Est-01_10/11/06

Sobre la flecha debida a la carga de viento
(De José)  10/11/06 - Australia

Normativa: AS 1170.2:2002

Hola a todos.

Estoy calculando las estructuras que soportaran diferentes equipos de una subestación de 132 kV. Las estructuras son simples, se trata en la mayoría de los casos de un tubería de 273 mm de diámetro de 2 a 5 metros de altura, soportando cada uno de los equipos de la subestación de aproximadamente 500 kg cada uno.

Mi pregunta es, a la hora de calcular la flecha debida a la carga del viento, siendo esta la carga mas importante por tratarse de una zona de ciclones, no sé exactamente que criterio debería tomar. El proyecto es en Australia y los estándares no recogen este tipo de estructuras. He leído en NEMA que la flecha a considerar debería de ser span/200. ¿Alguien sabe algo sobre esto? Sería de gran ayuda.

Muchas gracias,

José.
 

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Pues datos en normas de ese caso no creo que existan. En el Eurocódigo 3 se indica para pilares de naves industriales sin puente grúa H/150 pero para tu caso parece muy optimista. Yo adoptaría por lo menos H/300. ¿Y la presión del viento como la hallas? Tampoco estaría mal un pequeño estudio dinámico del apoyo (no es difícil) y comparar el periodo propio de vibración con el de un viento racheado.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-02_09/11/06

Sobre la alternancia de sobrecargas en un edificio de 1996
(De Raúl)  09/11/06 - España

Hola a todos.

Tengo que realizar un informe de un edificio realizado en el 96 en el que parece que no se ha tenido en cuenta la aplicación en vanos alternos de una sobrecarga de 2000 kg/m² (unas tres veces mayor que la carga permanente). Me gustaría saber si hay alguna norma especifica qué límite existe para considerar o no alternancia, ya que en este caso la diferencia es importantísima. Lo único que he encontrado es el artículo 3.8 <<Hipótesis de aplicación de sobrecargas>> de la NBE-AE-88.

Muchas gracias

Raúl.
 

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Creo que el nuevo Código Técnico no dice nada de alternancia de cargas. Una propuesta razonable podría ser considerar 1.000 kg/m² como uniforme en todos los vanos y los otros 1.000 Kg/m² como alternada.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Raúl (y resto de compañeros del foro):

Comentarte que depende mucho del diseño (generalmente de las luces a emplear). Yo tengo entendido que hay que realizar alternancia de cargas cuando éstas superan los 500 Kg/m² (por lo que creo que en tu caso sí que sería necesario).

El tipo de alternancia, pues depende. Generalmente se realiza el cálculo según el procedimiento que comento a continuación:

1) Considerar la carga en todos los vanos 2) Considerar la carga sólo en los vanos pares 3) Considerar la carga sólo en los vanos impares En el caso de ser superficial también habría que realizar alternancia de carga según <<tablero de ajedrez>> (es decir, primera modulación con vanos pares, segunda modulación con vanos impares y así sucesivamente). Existen programas en los que no hay que incluir hipótesis de carga adicionales, sino simplemente hay que indicar que en combinaciones favorables incluir a la carga un coeficiente de ponderación nulo (sería una especie de análisis no lineal), aunque en modelos grandes se ralentiza mucho.

Respecto a si es obligatorio o no, comentarte que en la NBE-EA 95 se definen coeficientes de ponderación igual a cero para sobrecargas favorables. Espero haberte ayudado.

Un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola a todos.

Precisamente hoy mismo, leyendo el Código Técnico, me he encontrado en el apartado SE-AE (acciones en la edificación), sección 3.1.1 (valores de la sobrecarga), punto 7 lo siguiente:

<<7. Los valores indicados (en la tabla 3.1) ya incluyen el efecto de la alternancia de carga, salvo en el caso de elementos críticos, como vuelos, o zonas de aglomeración>>

¿Se deduce de lo anterior que se puede considerar la carga indicada en la tabla sobre toda la superficie, sin alternancia ninguna? Me gustaría saber qué opináis sobre este asunto.

Saludos,

Javier Martín.

Hola a todos.

Efectivamente la Norma ya incluye la hipótesis de alternancia, excepto en voladizos y zonas de aglomeración (por ejemplo, escaleras o vestíbulos de salidas, etc.), en que habrá de considerarse la alternancia.

Un saludo,

J. Manzano.

ref. Est-01_09/11/06

Sobre un sistema de seguridad y su influencia en los pilares
(De Carlos A.)  09/11/06 - España

Hola a todos.

En una obra reciente que he visitado me he encontrado el sistema de seguridad Alsipercha, buscando información del mismo he encontrado la siguiente dirección http://www.borrmart.es/articulo_laboral.php?id=527&numero=82 pero me surge una duda: ¿es posible que este sistema debilite la capacidad resistente del pilar en su cabeza? si alguien tiene mas información acerca de este sistema, le agradecería su ayuda.

Carlos A.
 

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ref. Est-03_08/11/06

Sobre cómo entrar en la tabla de no comprobación de flecha (EFHE) con una vigueta alveolar
(De Javier Rubio)  08/11/06 - España

Hola a todos.

Estoy proyectando un forjado con viguetas <<alveolares>> prefabricadas de hormigón pretensado. Hablando con la casa que las fabrica me dice que disponen de viguetas de hasta 10 m de luz, aunque en mi caso particular la luz de 6,40 m. Me ha surgido la duda si a la hora de determinar el canto para no tener que comprobar flecha según el artículo 15.2.2 de EFHE, tengo que considerar esa vigueta como losa alveolar o como vigueta, dado que a fin de cuentas la vigueta <<alveolar>> es una losa alveolar con un solo alveolo. La sobrecarga prevista es la normal de una vivienda, unos 3 kN/m².

Muchas gracias,

Javier Rubio.
 

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ref. Est-02_08/11/06

Sobre la colocación de una malla de reparto rectangular
(De Mila)  08/11/06 - España

Hola a todos.

Necesito colocar un mallazo electrosoldado en la capa de compresión de un forjado unidireccional. Es un mallazo rectangular y no sé en que sentido se coloca. He estado razonando en cual de los dos, pero sigo teniendo dudas.

A ver si me podéis ayudar. Un saludo,

Jorge.
 

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Hola Mila:

Tu consulta es muy sencilla y la misma Instrucción EFHE la resuelve y analiza. Es en la dirección perpendicular a los nervios donde se ha de disponer mayor cuantía de armadura, o sea que la separación menor del mallazo corresponde a la dirección perpendicular a las viguetas.

El motivo está en que de las funciones más importantes de la armadura de reparto está la solidarización de las viguetas y la distribución transversal de las cargas locales (comentarios Art. 20 EFHE).

Saludos,

gestodedios, <<De Mécánica>>.

ref. Est-01_08/11/06

Sobre el cálculo a pandeo de pilares diagonales
(De Jorge)  08/11/06 - España

¡Hola a todos!

Estoy tratando de dimensionar pilares de hormigón armado en forma de V, y no sé como tratar el calculo de segundo orden. En la EHE, siempre se hace referencia a cálculos partiendo de soportes verticales. De hecho los brazos del pilar que hacen la V, reciben parte de carga como Axil, y parte como cortante.

A ver si me podéis ayudar. Un saludo,

Jorge.
 

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El pilar inclinado sufre un esfuerzo cortante horizontal en función del ángulo de inclinación que en la cabeza es de tracción (sobre la viga) y al pie de soporte es de empuje (sobre zapata o viga inferior). El axil del pilar se incrementa en función del ángulo de inclinación y aparece un momento de vuelco al pie del soporte que incrementa los momentos procedentes del reparto estructural. El armado y encofrado son más caros por lo que la inclinación es un capricho desaconsejable, pudiendo llegar a costar el doble de un pilar vertical.

Saludos,

J. Manzano.

Entiendo que con un pilar inclinado según la EHE el procedimiento es el mismo, la parte correspondiente al cortante no interviene para el pandeo del soporte, solo deberás comprobar que con los cercos cubre el cortante que solicita al pilar. Por otra parte debes dimensionar el pilar para el axil en la directriz del pilar y el momento, sabes que el momento se incrementa con una excentricidad por pandeo, pero solo debes considerar la componente de carga que va al pilar que produce ese axil, no el cortante.

La cuestión más importante creo yo es si en el cálculo de la rigidez de la unión para calcular la longitud de pandeo ese pilar inclinado lo incluyes como soporte (en la parte superior de la ecuación) o como viga (en el dividendo). Dependerá de la inclinación. Yo entiendo que si contribuye al pandeo de la pieza es pilar y en caso contrario viga.

Belén Orta.

ref. Est-02_07/11/06

Sobre el punzonamiento en capiteles metálicos según ACI
(De Marta Gómez)  07/11/06 - España

¡Hola a todos!

Estoy calculando un capitel metálico para resistir a punzonamiento según ACI-318 y J. Calavera. Utilizo el programa de Coya y me he hecho una hoja de cálculo. Mis preguntas son las siguientes:

¿Cómo se calculan exactamente los coeficientes α_v? No consigo que coincidan los valores que calculo con los del programa de Coya. ¿Deben calcularse los perfiles en momento elástico o momento plástico? ¿Debe considerarse la tensión combinada a cortante y flexión?

Gracias

Marta.
 

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Hola, Marta:

Si puedes dar tu dirección a Ramón (gestodedios@demecanica.com), podré enviarte algunos datos más que no se pueden reducir a un texto en la página.

Un saludo,

Coya.

ref. Est-01_07/11/06

Sobre un programa de cálculo de puentes
(De Mario)  07/11/06 - España

Hola a todos.

Quería saber si existe algún programa informático idóneo para el cálculo de puentes en general. Se trata de un puente de hormigón de vigas.

Gracias

Mario.
 

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Hola,

Yo te aconsejaría cualquiera de los que hay en el mercado que utilice el método de los elementos finitos. SAP 2000, RISA 3D, ANSYS, ROBOT MILLENIUM, SOFISTIK... Incluso el Metal 3D de CYPE, si es metálico, no es por elementos finitos, pero el método matricial también funciona de muerte.

Existen un montón de programas de este tipo que permiten calcular prácticamente lo que quieras, si la geometría del puente es muy compleja necesitarás algún preprocesador como GID o RAMSEHLL para discretizar, por que si lo haces a mano, puedes morir en el intento. De todos modos cualquiera de ellos permite introducir cargas móviles de trenes, camiones, vehículos, fluidos... en definitiva, lo que quieras, solo tienes que pensar un poco en como modelizar tu problema en el programa.

Además tienen una ventaja: puedes importar la geometría desde AUTOCAD, que siempre va bien.

Un saludo,

Oscar, <<Capitán Hormigón>>.

ref. Est-02_03/11/06

Sobre cómo resolver un hueco para una escalera en un reticular ya construido
(De Ignacio)  03/11/06 - España

Gracias a todos.

Espero que me podáis ayudar aún faltando datos, me imagino, para dar una respuesta perfecta:

¿Cuántos nervios de un forjado reticular puedo romper? ¿0,1,2,3...?

Es para hacer una escalera al sótano de mi vivienda, me gustaría que no fuese de caracol, y necesitaría romper 9 casetones de bovedillas de 60cm y las vigas in situ. ¿Tengo que levantar pilares o con un zuncho es suficiente? El zuncho en un lateral tendría un muro de hormigón y en otro viga maestra y pilar, hasta la siguiente viga y pilar hay siete metros. No me tranquilizan las variadas opiniones de los profesionales que he consultado.

Gracias y saludos,

Ignacio.

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Hola en principio el planteamiento es simple:

Un reticular es una estructura plana que transmite los esfuerzos de flexión en dos direcciones. Si pretendes abrir un hueco, has de ver la posibilidad de reponer la nueva y necesaria capacidad resistente en ambas direcciones. El problema no es el zuncho perimetral del hueco, porque en principio un zuncho de borde es un elemento que absorbe las tensiones en el borde. El problema está en que tu zuncho ha de sustituir a los elementos estructurales retirados, ha de poder hacerlo en ambas direcciones y ha de tener el adecuado vínculo con el resto de la estructura para poder trasladar y disipar sus esfuerzos en zonas resistentes y no modificadas. Asimismo han de compatibilizarse sus condiciones de tensión-deformación con las del resto de la estructura, pero eso no es a priori una dificultad notable. 

Saludos,

Manuel

ref. Est-01_03/11/06

Sobre la consideración de elementos no estructurales para evaluar la traslacionalidad
(De J. Sánchez)  03/11/06 - España

Hola a todos, felicidades por el foro y... pues creo que llegó la hora de particpar en el mismo.

Mi pregunta trata sobre la determinación de la traslacionalidad o instranslacionalidad de una estructura metálica (nave industrial). Suponemos, o yo al menos así lo hago, que el pórtico es traslacional en su plano, pero que en el plano perpendicular es intraslacional (cruces, etc...)

Siguiendo con las suposiciones, en vuestra opinión, podría ser correcta la simplificación de que la cubierta de chapa (panel) también rigidiza el conjunto? (una especie de efecto membrana tipo forjado, pero con menos entidad). Si es así, como por experiencia todos conocemos (aunque no consideremos), os parece válida la suposición de que un pórtico hastial queda <<atado>>, mediante esos elementos? Aparte de que se calcule, ya que las correas (IPE-100, que no conformadas... ¡ojo!) aparte de arriostrar también rigidicen.

Lo pregunto, porque un perito estructural, ha emitido informe de que la estructura esta mal calculada, al considerar que el hastial no está arriostrado, al faltar las cruces. Luego están en riesgo de <<colapso>>... Lo más curioso de éste tema que me ha llegado a las manos, es que la nave ¡fue construida en el año 2000! Llevan trabajando desde entonces, y como decimos, ya ha llovido, nevado, le afectaron los restos del famoso huracán, en fin, en 6 años bastantes cosas, pero ¡ahí sigue! Pero vamos, que la lógica y la realidad, para ciertas personas no valen... sólo son formulas y tensiones de listado...

En fin, gracias por leer el texto. Un saludo

J. Sánchez.
 

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Estimado J. Sánchez (y resto de compañeros del foro):

Yo trabajo en una empresa constructora. Comentarte: de lo que se proyecta, a lo que se diseña, a lo que se ejecuta en taller y a lo que finalmente se dispone en obra, va una gran diferencia (mucho más incluso del coeficiente de seguridad 1,5 por nieve).

Sin ánimo de ser exhaustivo:

1) Los sistemas estructurales se calculan en ocasiones sin tener en cuenta la colaboración de otros elementos. Por ejemplo, el caso que comentas, depende. Depende de si el panel sándwich se puede considerar como arriostramiento del cordón superior de una cercha con 2L50.5, o de una correa IPE300

2) Desde mi punto de vista hay que tener siempre un criterio, pero del lado de la seguridad. Es preferible disponer dos redondos de diámetro 25 como cruces de San Andrés, que considerar que la cubierta es rígida.

3) El teorema de que las cosas no se caen... yo ya he visto más de una nave en colapso. Mi pregunta es la siguiente: ¿tú te resguardarías cuando hiciese temporal fuerte en esa nave? Ya lo comenté en una ocasión en este foro, y he ahí la deontología profesional de cada cual. Mi opinión personal: son vidas humanas en muchas ocasiones, no el destrozo de material.

Un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Empezaré por el final:

Que algo no se haya caído en seis años no demuestra nada, y que trabajen bajo esa cubierta desde entonces únicamente demuestra que los que allí están no perciben un riesgo inminente o, cuando menos, se consideran suficiente rápidos como para escapar a tiempo. Las cruces arriostran los planos en los que se ubican, y así arriostrarán el plano de cerramientos las cruces en el cerramiento, y arriostrarán la cubierta las cruces en la cubierta. Hay muchas otras formas de arriostramiento sin precisar cruces, pero en ningún caso las cruces en los cerramientos arriostrarán la cubierta.

Las correas IPE 100, las que magnificas como sólidas de verdad, se quedan en poca cosa a poco que superemos las luces de 5 metros, y es su fundamental arriostramiento lateral a media luz para pequeñas luces y a tercios de luz hasta los seis metros. No es cosa de comparar perfiles laminados y conformados, porque sus cualidades son tan diferentes como diferente ha de ser su consideración en cálculo y sus condiciones de empleo. Las viguetas IPE 100 soldadas sobre las cerchas ciertamente aportan un grado de arriostramiento, pero un grado tan pequeño como cierto, y la colaboración de la cubrición de chapa (panel) es asimismo reducida. Escribes panel entre paréntesis y eso me hace pensar en que es panel y no chapa, y que el panel bien ajustado rigidiza bastante más que la chapa (que es muy poco), hasta el punto que puede rigidizar tranversalmente a las correas reduciendo la necesidad de su rigidización estructural a la vinculación de las correas de cumbrera... pero precisamente es la rigidez del panel lo que lleva al empleo de correas conformadas y al descarte de las laminadas.

En todo caso, las luces de las naves suelen ser claramente superiores a su altura (en muchos casos muy superiores) y no podemos confiar su arriostramiento a un panel o a una forma u otra de vínculo entre cercha y correa, porque, en cualquiera de los casos e independientemente de ese vínculo y de la reducida capacidad de las correas para resistir grandes compresiones (aunque reducida puede ser suficiente), las cerchas metálicas tienen demasiada deformabilidad ante acciones perpendiculares a su plano ... de tal manera que la cumbrera puede desplazarse bastantes centímetros transversalmente a su plano de diseño (lo que en buena medida no está impedido por el panel), y producir el colapso por efecto dominó. La conclusión es que hay que tener clara la necesidad de arriostrar los planos de cubierta. Siempre resulta fácil encontrar un perito estructural que localice errores de diseño o de ejecución, o que justifique la causa de un colapso. Todo es más fácil que enfrentarse a un papel en blanco, pero en hacer esto de un modo u otro está el conocimiento y la responsabilidad del proyectista. ¿Cabe confiar al conjunto correas-panel la rigidez del plano de cubierta en una estructura de cerchas planas? Yo creo que es posible, que casi todo está sin calcular y de eso supongo que a día de hoy tiene que haber muchos ya calculados y ejecutados, pero quizá sea a partir de unos hastiales rigidizados en un plano perpendicular, capaces de asumir grandes acciones perpendiculares a su plano.

Quedan tantas obras por proyectar como imaginación pueda tener la humanidad, y eso significa que lo hecho hasta hoy es casi nada. Nuestros actuales métodos de cálculo irán evolucionando hacia nuevos modelos en base a nuevos conocimientos y nuevas experiencias, pero eso no quita que nuestro método actual es el que consideramos estadísticamente válido para satisfacer las acciones previsibles a largo plazo (no a seis años de cierta bonanza)... ni que una buena parte de las estructuras que hoy permanecen en pie, fundamentalmente cubiertas de cerchas y correas, aporten siquiera el 60% del grado se seguridad hoy exigible.

Saludos cordiales,

Manuel

No es correcta la consideración de que elementos no estructurales (cubiertas, etc.) rigidicen adecuadamente la estructura, aunque ocasionalmente puedan hacerlo. Años de colapsos han demostrado ese error. Las cruces de arriostramientos no son un capricho, y han de situarse preferentemente en los hastiales o próximos. Además de huracanes, hay movimientos de tierra, imperceptibles para los humanos. Muchas estructuras permanecen al límite del colapso durante años y un día, sin avisar, caen.

Saludos,

J. Manzano.

Para dar una opinión más afinada tendrías que dar mas datos. Luz de la nave, altura, tipo de estructura (cerchas pórticos...) zona donde está la nave (no haría falta la ciudad exacta) puentes grúa si los lleva, etc.

En principio toda estructura metálica de una nave industrial debe llevar arriostrados en cruz de San Andrés en la cubierta. No se trata de traslacionalidad o intraslacional si no algo más grave, estabilidad o inestabilidad. En principio no se debe tener en cuenta el efecto de arriostrado del material de cubierta porque suele ser chapa de 0,6 mm o panel sándwich. Otra cosa es que evidentemente algo hace.

Además esta el efecto del pandeo. Las cruces de San Andrés inmovilizan los nudos de las cerchas o el dintel de los pórticos en el plano de la cubierta. Si no existen, la luz de pandeo del cordón superior de la cercha sería la luz total de la nave. En el caso de pórticos la luz de pandeo sería asimismo la longitud de la nave y afinando se podrían considerar apoyos elásticos pero eso son palabras mayores en cálculo. Por otra parte si no existen cruces de San Andrés en la cubierta los pilares hastiales funcionan como empotrados en base y libres en cabeza y seguro que los perfiles que está colocados no valen por mucho. Pero repito depende de la luz de la nave y de la altura. Si estamos hablando de por ejemplo L=12 m y altura 5 m el problema es menor.

Otra cuestión ¿Porque ha sido necesario realizar una peritación?

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Gracias a todos por vuestras sugerencias, y creo que la conclusión es clara... Zapatero a tus zapatos... Así que cruces, encárguesen de arriostrar, y panel dedíquese a cubrir. Pero bueno, la curiosidad me surgió del hecho de que una vez recalculada la estructura, con hastiales modelizados como ménsulas, las tensiones en base eran de 7500-9100 k/cm². Y la cosa vista así, pues ¡asusta un poco mucho! Es como para llamar a protección civil y evacuar la nave. Pero claro... he ahí la cuestión, ¿cómo contribuyen esos elementos que por ahí encima situamos? Pero, mas vale tener algo de seguridad que 100 kg menos de hierro en estructura.

La luz de la nave es de 22 m en pórtico rígido, libre de PG, 9 m a alero con pendiente de 11 %. Longitud total 59 m. El informe que me ha llegado a mí para estudiar, se hizo por daños de agua en cubierta... y creo, que la propiedad, aprovechando que el río pasaba por allá, hizo peritar hasta los roscachapas de los paneles, porque incluso en informe indica que estos son bimetálicos... aleacion inox con (ni idea), distintos a los de presupuesto.

Gracias a todos, y seguimos en contacto.

J. Sánchez.

ref. Est-02_01/11/06

Sobre el apoyo de unas correas en un zuncho de hormigón
(De Fernando Hidalgo)  01/11/06 - España

Hola a todos.

Tengo que realizar un apoyo de unas correas de 6,5 metros sobre un zuncho de hormigón, ¿qué es mejor? ¿ atornillarlas al zuncho, o embeber una pletina con garras en el zuncho y soldar las correas a la pletina?

¡Muchas gracias!

Fernando Hidalgo.
 

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Sin duda la más practica es la segunda solución si estas a tiempo y el zuncho de hormigón no esta realizado. ¿Como se atornilla una correa metálica al hormigón? En todo caso sería con anclajes HILTI o similar ¿no?

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Fernando (y resto de compañeros del foro):

Pienso que la mejor opción sería disponer de una platabanda a lo largo del zuncho, con anclajes con una cierta separación. Ahora bien:

1) Si las correas están muy separadas se podrían ejecutar varias placas de anclaje.

2) Las placas, al igual que las placas base, deberían disponerse con tuerca y contratuerca para poder nivelar posteriormente las placas de anclaje. En el centro, disponer un agujero para así después añadir mortero y que las placas asienten correctamente en el zuncho.

La otra solución requeriría la ejecución de taladros en las viguetas, lo cuál es una solución que cualquier taller de estructuras metálicas no podrá ejecutar correctamente.

Sin otro particular, recibe un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_01/11/06

Sobre líneas de influencia y fuerzas móviles
(De Estu)  01/11/06 - España

Hola a todos.

Necesito un programa informático que calcule las fuerzas en una viga rígida (puente grúa). ¿Alguien me puede ayudar?

Un saludo,

Estu.
 

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Deberías explicarte mejor. ¿Se trata de una viga carril? En algunos programas comerciales se permite la aplicación de cargas móviles (TRICALC hipótesis 11 a 20). Puedes ir recorriendo con tu tren de cargas la viga desde el extremo izquierdo al derecho. La observación de resultados te da la posición pésima, los momentos pésimos y las flechas máximas y su comparación con las permitidas.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.