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FORO ESTRUCTURAS
Esta sección trata de dar a conocer vuestras consultas, así como vuestras respuestas a dichas consultas y vuestras opiniones.
Para preguntar, responder o comentar dirigíos al «formulario de consultas». Si se trata de una respuesta no olvidéis incluir alguna referencia a la consulta, (puede ser su número de referencia, su título, o ambos) de manera que seamos capaces de saber a qué estáis contestando. ¡Por cierto! Gracias a todos los colaboradores, que vais haciendo crecer día a día esta página. CONSULTAS ESTRUCTURAS JULIO-AGOSTO 2008
ref. Est-02_27/08/08 SOBRE LA FRAGILIDAD DEL HIELO De Sandra Chicaiza - Ecuador Hola a todos. Mi consulta es:
Deseo saber si el hielo es un material frágil.
Gracias, Sandra Chicaiza.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: La respuesta es: totalmente frágil, y sin interés en el cálculo de estructuras.
Saludos, J. Manzano.
ref. Est-01_27/08/08 SOBRE LA DIFERENCIA ENTRE DOS RESINAS De Héctor Jaime Bernal - Barcelona, España Hola a todos:
¿Cuál es la diferencia entre la resina HIT-RE 500 (HILTI) y FIS VT 380 C (FISCHER), porque en la obra que trabajo actualmente como técnico, el plano me pide HIT-RE 500 y colocaron FIS VT 380 C.
Gracias por la atención prestada Miguel.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-01_26/08/08 SOBRE LAS DIRECCIONES DE LA ACCIÓN SÍSMICA De Miguel - Chile Hola a todos:
En general las normas de diseño sísmico estipulan que se debe analizar la acción sísmica como mínimo según cada una de dos direcciones horizontales perpendiculares o aproximadamente perpendiculares. Es por esta razón que se suelen utilizar las direcciones principales de inercia del piso (estructuras regulares) como esas direcciones de análisis. Mi pregunta es: ¿porqué se hace esto? Me da la impresión que es porque frecuentemente los elementos resistentes se disponen siguiendo las direcciones principales, y por lo tanto se esperan las mayores respuestas sísmicas al analizarlas en esas direcciones. Además el valor del momento angular del movimiento es cercano a cero y eso propicia una estado de vibración «limpio», o sea no se esperan cambios en la dirección ya sea en precesión y nutación. Me gustaría que me ayudaran para elaborarme una idea acerca del problema. Ya que no he encontrado mucha información sobre el tema (pareciese que se supone a priori con mucha facilidad) y me cuenten si es que conocen algún criterio para determinar esas direcciones de análisis en estructuras irregulares.
Les agradezco de antemano. Atentamente, Miguel.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: La acción sísmica puede tener lugar en cualquier dirección, por lo que una previsión ortogonal en dos direcciones, recoge los vectores de acción diagonales.
Saludos, J. Manzano.
ref. Est-01_25/08/08 SOBRE EL CÁLCULO A PANDEO SEGÚN EHE De Juan Juan Luis - España Hola a todos:
La EHE en los comentarios del artículo 43.5.1. da un método simplificado para el cálculo de pandeo de soportes con esbeltez comprendida entre 100 y 200. Me gustaría saber cual es el coeficiente de fluencia a considerar para calcular un pilar de 40x40 cm, altura 7 m (longitud de pandeo 14 m, empotrado-libre). El comentario te remite al artículo 39.8, pero no sé como aplicarlo.
Agradecería vuestra ayuda. Gracias. Juan Luis.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Estimado Juan:
Lo mas sencillo es que «vuelvas la hoja» y veas la Tabla 39.8. Te lo detallo:
También puedes aplicar las formulas de los comentarios del art 39.8, pero en esto no tiene mucho sentido sacar «decimales». Si te interesa, te lo envío, pero en pdf, hay demasiadas letras griegas para hacerlo aquí. Un comentario final, yo no aplicaría el método de las curvaturas de referencia, aunque esta sobradamente documentado y es de uno de los ponentes de la EHE, aplicaría el metodo aproximado del art. 43.5.2 aumentando la escudaría a 50x50, con ello te da una esbeltez de 97. RAZONES: Un pilar de 40x40 con 7 metros de altura da una gran sensación de «palillo» y cualquier esfuerzo horizontal en cabeza o fuste lo inestabilizara, por no hablar de la excentricidad mínima (2 cm en tu caso). Por último la ejecución será muy complicada o imposible, no puedes verter el hormigón desde más de 3 m de altura, el vibrado será escaso, nulo en la parte inferior, poner un tubo Tremi en 40 cm, con cercos, armadura longitudinal, separadores y 7 metros de altura... Es imposible salvo que se prefabrique.
Saludos, siento haberme extendido (el tema es de los «bonitos»). Mike «El viejo».
Agradecimientos y
aclaraciones: Muchas gracias, Mike:
Estoy totalmente de acuerdo con tu respuesta. Aclararte que el tema viene, por ser un pilar prefabricado. Solicité la justificación del cálculo y el armado a la casa que lo fabrica y me envían el cálculo según los comentarios del artículo 43.5.1 de la EHE, utilizando un coeficiente de fluencia de 0,8. Les pido explicaciones y lo único que alegan es que siempre lo hacen así, basándose en que la estructura no está cargada permanentemente con las cargas máximas. Existiendo una relación aproximada de 0,5 entre cargas permanentes y sobrecargas de uso (variables).
Otra duda que tengo es: ¿Tienen obligación las casas de prefabricados de suministrar planos de armado (planos de taller) de todas las piezas que fabrican?
Muy agradecido. Saludos, Juan Luis.
Respuesta: Estimado Juan:
No sé con seguridad si tienen o no obligación de entregarlo, pero el sentido común dice que sí. El que firma el proyecto y el que lo construye, tiene que entregar unos planos definidos (EHE) por tanto el prefabricador tiene que dárselos. Por otro lado estuve trabajando unos años en un prefabricador importante y siempre se entregaban. Además en la constructora en la que estoy ahora también se exigen, yo he dado orden de devolver prefabricados y no se ha caído el mundo, tenía los planos y cálculos en un «pis pas» dándome todo tipo de disculpas. ¿Cómo se puede hacer un control de calidad sin planos? Incluso tienes derecho a visitar las instalaciones cuando se están fabricando las piezas... Y por supuesto a devolverles los pilares si no se atienen a su armado o si este no si atiene a un cálculo «técnicamente» racional. Solución. No se paga hasta que lo entreguen y si ha pagado se le retiene la cantidad que se suele posponer (esto lo suelen entender rápidamente). El que no da una información tan elemental es que algo quiere ocultar. Se me olvidaba una cosa, que evidentemente tú sabes: el coeficiente de fluencia utilizado esta mal, por lo tanto el cálculo no es correcto, cuestión diferente es que el pilar este mal armado. Las justificaciones del tipo «lo he hecho siempre así y nunca ha pasado nada» solo tienen dos respuestas: 1) Que suerte ha tenido. 2) Ya es hora de que vaya aprendiendo a hacerlo bien.
Un saludo, Mike «El viejo».
ref. Est-01_10/08/08 SOBRE EL DOCUMENTO 0 DE LA INSTRUCCIÓN EAE De JJJ - España Estimados compañeros: Hace ya unos años se publicó el documento 0 de la instrucción de acero estructural: http://www.fomento.es/MFOM/LANG_CASTELLANO/DIRECCIONES_GENERALES/... Abro este debate para dar opiniones acerca de esta nueva instrucción, su aplicación y posible confrontación con el CTE, así como los plazos para la publicación del documento definitivo.
Un saludo y gracias: JJJ
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-01_09/08/08 SOBRE UNA VERIFICACIÓN A VUELCO De Juan Pablo - Argentina Hola a todos. Desearía describir un pensamiento que me planteo:
Pórtico de acero con columnas de sección uniforme solicitado a nieve y viento transversal. Cálculo de base aislada con solicitación de nieve, pero la misma no verifica el vuelco dado por el viento. En el supuesto caso que el viento provoque un Mv tal que se produzca el giro ,ese saldo de momento(Mv-Me),antes del posible colapso por vuelco, ¿me lo puede absorber la unión de la cabeza de columna y cabriada, siendo que estos elementos han sido calculados con las maximas solicitaciones de viento y nieve? Aclaro que la fijación de la columna con la base no es una articulación. Esto me surge de considerar un poco severa, a mi entender, a la verificación al vuelco para llegar al Me requerido con las cargas axiales que cuento en una estructura liviana de acero y que me provocan grandes volúmenes de hormigón. Me gustaría saber si hay teoría que tal vez considerase en la misma empujes o presiones contra el suelo lateral de la base, que bien deben hacer su aporte cuando el suelo está compactado disminuyendo el Mv.
Desde ya muchas gracias. Los saludo a muy atentamente. Juan Pablo.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Estimado Juan Pablo:
Realmente las estructuras se comportan tal y como nosotros queremos. Un ejemplo claro es el de los armados de zonas de discontinuidad en estructuras de hormigón armado: las tracciones son absorbidas por el acero según se disponga éste (en ocasiones para un mismo detalle existen varias posibilidades, aunque se opta por aquel que conduce a una optimización de la cuantía). Así pues, en el caso que comentas para no se transmitan esfuerzos a la base tiene que diseñarse la base como una articulación, no como un empotramiento. ¿Si el pórtico es capaz de absorber? En mi opinión no, pues es la estructura la que transmite esfuerzos a la cimentación y no al contrario (prueba a empotrar uno de los extremos del pórtico e imponer en el otro unos desplazamientos de por ejemplo un metro, observarás unos esfuerzos enormes que provocarán el colapso de la estructura).
Un saludo, JJJ.
ref. Est-01_06/08/08 OTRA PISCINA EN AZOTEA De Daniel - España Hola a todos: Me llamo Daniel y mi consulta es referente a la colocación de una piscina plástica de 3 m de diámetro y 0,65 m de altura con una capacidad aproximada de 3600 litros de agua en la azotea de mi casa, la cual es un edificio de 3 años de antigüedad y en donde dicha piscina irá colocada encima de mi habitación aunque soportada por el tabique divisorio de la habitación citada y el salón (el tabique pasa aproximadamente por el centro de la piscina). La sobrecarga de uso de dicha azotea es de 2,45 KN/m2, el forjado es unidireccional de viguetas de celosía.
Gracias, Daniel.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Daniel:
Lo que indicas es raro:
Lo usual es disponer en las cubiertas una sobrecarga igual o inferior a la de las plantas, normalmente 1,00 kN/m2 en cubiertas solo para mantenimiento. Parece que se ha dispuesto una sobrecarga alta, pero que no llega a la de plantas (2,00 de sobrecarga y 1,00 de tabiquería). Es raro, ¿no estarás incluyendo el hormigón de pendientes? Sin embargo, pudiera ser. Por definición los tabiques divisorios no cogen carga, entre ellos y el forjado superior no se dispone mortero ni yeso. 65 cm de agua son 6,50 kN/m2 es decir que sobrepasas la carga admisible.
Un saludo, Mike «El viejo»
Respuesta: Hola Daniel:
Colocar una piscina sobre un forjado de este tipo siempre es peligroso. Lo normal es que la sobrecarga de uso donde dices sea como mucho 200 Kp/m2 (en el mejor de los casos), por tanto, solo podrías dar una altura al agua de 20 cm, y no contamos las personas. Yo no la colocaría ya que podrías dañar la estructura. No se debe poner nunca piscinas si no se han previsto.
Un saludo, Luis.
ref. Est-01_06/08/08 SOBRE LA CORROSIÓN DE BARRAS DE ACERO De Nicolás - México Saludos a todos: Si se almacenan a la intemperie las varillas de acero ¿sirven cuando tienen oxido o afecta de alguna manera al ocuparlas en la construcción de castillos o trabes?
Desde ya muchas gracias, Nicolás.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-02_31/07/08 SOBRE UN PROBLEMA DE CORROSIÓN De José Daniel Franco - Venezuela Saludos a todos: Tengo una gran duda y quisiera que me pudieran dar la mejor respuesta si es posible. Resulta que estoy reformando una casita de más o menos 40 años de antigüedad, que posee por un lado un techo de losa plana, y por otro uno de losa inclinada y sobre este último están adosadas (con mortero) tejas coloniales. Ambas losas tienen, en el cielorraso, partes estalladas donde se ve el hierro oxidado de la misma. Por lo que tengo entendido esta casa nunca tuvo mantenimiento. Mi duda es: 1- Demoler las losas y colocar un techo de estructura liviana, lo que me puede significar mayores costos. 2- Reparar las zonas dañadas (si es que se puede) y seguir utilizándolo con el posible riesgo de que vuelva a ocurrir el mismo problema... Claro esta que estoy buscando la solución más económica y funcional.
Desde ya muchas gracias, José Manuel Franco.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Estimado José Daniel:
Demoler suele ser, generalmente, la última de las opciones por ser. También generalmente, la más cara. Yo en tu lugar, lo primero que haría sería evaluar el estado actual de las losas. Si eres técnico, tú mismo podrías acometerlo; en caso contrario, deberás contratar a una persona cualificada. La idea general consiste en evaluar la capacidad teórica de la estructura, en el estado de deterioro actual, para ver si es capaz de prestar el servicio requerido. A partir de ahí, la decisión siguiente consistiría en analizar si económicamente es viable su reparación o su refuerzo frente a la demolición y sustitución. Es cierto que esta es la receta general, pero sin más información no es posible decidir cuál de las opciones que planteas es la mejor.
Saludos, Fran Arias.
ref. Est-01_31/07/08 SOBRE PILARES PREFABRICADOS DE HORMIGÓN EN NAVES De Juan Luis - España Saludos a todos: ¿Cual sería el esquema estructural de un pilar prefabricado de hormigón en un hastial de una nave, frente a cargas de viento? En cimentación estaría empotrado pero ¿y en cabeza?
¿Me puede ayudar alguien?
Muchas gracias, Juan Luis.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Estimado Juan Luis
La consideración del apoyo en cabeza dependerá fundamentalmente de cómo esté ligado al resto de la estructura. En ocasiones (para simplificar los cálculos y no modelar la estructura completa) se realizan simplificaciones, tales como el tipo de apoyo superior. En mi opinión la mejor manera de dimensionarlo sería considerándolo como ligado a un marco rígido (a menos que la unión sea tipo deslizante, por ejemplo) ya que el conjunto completo se desplaza una misma distancia. Pero esto tiene el inconveniente de requerir un modelado completo de la estructura.
Un saludo, JJJ.
Respuesta: Hola a todos:
El esquema estructural del pilar de fachada en una estructura prefabricada habitual de una nave, será empotrado en la base y libre en cabeza. La consideración de un diafragma rígido en la cubierta me parece muy optimista, sólo pensar que para considerar un forjado como diafragma rígido tiene que tener una capa de compresión de 5 cm. Se podría considerar apoyado si se materializa un arriostramiento en cubierta. Según lo anterior el problema no es sólo el momento en la cimentación sino la esbeltez del pilar ya que el coeficiente será 2 (ménsula) y puede ser que sobrepase el límite esbeltez para aplicar el método simplificado de la norma EHE (100).
Saludos, Juan Pedro ref. Est-01_30/07/08 SOBRE LA ALTERNANCIA DE CARGAS De Augusto Coaguila - Perú Hola a todos:
¿Cómo realizo la alternancia de cargas en una viga que tiene un desnivel, es decir, que tiene alturas distintas en el tramo?
Gracias, Augusto Coaguila.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: La alternancia de cargas se realiza siempre igual: se colocan las cargas de manera que induzcan en la sección de estudio el pésimo esfuerzo que se quiere evaluar. En el caso de no intuir a priori cuál es la peor posición de las cargas (para eso la experiencia en el cálculo estructural es fundamental), lo que hay que hacer es determinar la línea de influencia del esfuerzo que se quiere evaluar en la sección de estudio, para una carga puntual unitaria desplazándose a lo largo de un recorrido (por ejemplo a lo largo de una viga de varios vanos). Con la línea de influencia dibujada, es inmediato colocar la carga para que el esfuerzo que se quiere evaluar en la sección de estudio sea pésimo.
Saludos, Juan Ignacio.
ref. Est-01_29/07/08 SOBRE LA DEFINICIÓN DEL RADIO DE GIRO SEGÚN LA NBE EA-95 De JPD - Uruguay Hola a todos:
Referente la Norma EA-95, Estructuras de Acero en Edificación. En el Capitulo 4 «Cálculo de piezas de chapa conformada», cuando se verifica la cabeza comprimida (dentro de la verificación de la Combadura) en el numeral 4.3.2 define el radio de giro como: (raíz del momento de inercia)/área, cuando en realidad el radio de giro sería: raíz de(momento de inercia/área). El cálculo así especificado conduce a esbelteces mucho mas grandes. La pregunta es: ¿es un error tipográfico o realmente la Norma lo define así?
Gracias, JPD.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Estimado compañero:
Como bien comentas, se trata de una errata en la normativa. Para comprobarlo, cuando me pasa algo similar, chequeo las unidades de la fórmula, y rápidamente se entiende: - El radio de giro tiene unidades de longitud (mm), así que si la fórmula fuera (raíz de la inercia)/(área) las unidades serían: (mm4)1/2/(mm2) = mm2/mm2 ¡Adimensional! Por lo tanto no puede ser. - Sin embargo, con la ecuación correcta se obtiene: raíz(inercia/área) = (mm4/mm2)1/2 = raíz(mm2) = mm. ¡Esta sí es la correcta!
Un saludo, Cive.
Agradecimientos y
aclaraciones: Estimado Cive:
Muchas gracias, yo opino lo mismo, seguramente sea un error aunque parece raro que en las revisiones de la norma no se hubiese detectado. Por otra parte, aplicando la ecuación como está planteada la sección elegida no verifica por lejos, sin embargo, hice el intento con la norma Argentina (CIRSOC) y verifica de forma sobrada, lo que estará confirmando el error.
Nuevamente gracias. Juan Pablo.
ref. Est-01_28/07/08 SOBRE EL ENSAYO DE RADIOGRAFÍA EN SOLDADURA A SOLAPE De Hipólito - España Hola a todos:
Me gustaría saber si siempre es necesario realizar el ensayo de radiografía en soldadura a solape. Del mismo modo quisiera saber donde puedo conseguir la norma UNE-EN 12062:1997 sobre ensayos no destructivos en metales. Gracias.
Gracias, Hipólito.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-01_23/07/08 SOBRE UNA UNIÓN ENTRE PERFILES IPN Y TUBULARES De Gonzalo - España Hola a todos: Estoy realizando una estructura y me encuentro con el problema de realizar la unión entre dos perfiles IPN-260 (que forman 178º) y dos perfiles tubulares de diámetro 125 mm y 5 mm de espesor que dividen el casi arco plano en 3 partes iguales. ¿Existe alguna biblioteca que recoja este tipo de uniones? ¿Dónde se pueden consultar uniones entre perfiles de distinto tipo?
Muchas gracias, Gonzalo.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-02_22/07/08 SOBRE UN CURSO DE SAP De Borja - España Hola a todos: Me gustaría realizar un CURSO intermedio/avanzado del programa de análisis de estructuras SAP, pero no encuentro ninguno sitio donde lo impartan. ¿Conocéis algún curso?
Muchas gracias, Borja.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Agradecimientos y
aclaraciones: Estimado Borja:
Te adjunto un enlace en el que aparece un curso on-line así como un seminario en Santo Domingo: http://www.construaprende.com/ En el caso de que realices alguno de estos cursos o seminarios, coméntanos que te parecen.
Un saludo, JJJ.
ref. Est-01_22/07/08 SOBRE LA REPARACIÓN DE UNA ESTRUCTURA METÁLICA CON OXIDACIÓN EN PILARES De Peter - España Hola a todos: Me gustaría plantear un problema que consiste en dar la mejor solución técnica a la vez que económica para reparar una estructura metálica de acero al carbono que tiene una oxidación grave principalmente en las zonas próximas a las uniones de los pilares con las placas metálicas de la cimentación sobre la cual la estructura está apoyada y soldada. Se trata, pues, de una estructura hiperestática de nudos rígidos mediante soldadura de aproximadamente 30 metros de altura, formada por ocho pilares de tubo estructural de sección cuadrada (200 x 200 x 8 mm), vigas de sección rectangular (200 x 150 x 8 mm) y tirantes/diagonales de sección cuadrada (150 x 150 x 6 mm). La estructura tiene 6 pisos equidistantes 5 metros cada uno del inmediatamente anterior o posterior. El problema fundamental es la oxidación de los pilares en la unión con la cimentación. La oxidación ha hecho que haya desprendimiento de material y existan agujeros de hasta 30 mm de diámetro en las caras de los pilares. Se pretende reparar la estructura antes de que colapse y para ello se busca la solución mejor desde el punto de vista técnico y económico. Agradezco de antemano todas los comentarios y respuestas.
Muchas gracias, Peter.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) ¡Sin respuesta!
ref. Est-01_21/07/08 SOBRE EL DIMENSIONADO DE VIGAS QUE SOPORTAN PILARES APEADOS De Sergio - España Hola a todos: Me dispongo a calcular un pilar apeado sobre otro, a una distancia mayor que el canto de la viga que transmite la carga. Según Jimenez Montoya, si la distancia de aplicación de la carga es mayor al canto de la viga, no se puede asumir la transmisión directa por biela de compresión al pilar que recibe la carga del superior. ¿Cómo debería entonces acometer el estudio del armado de la viga y el pilar en cuestión, así como su dimensionado? Alguna guía rápida habla de dimensionar el canto sumando un canto normal (estructuras de vigas planas) por cada planta que soporta el pilar apeado.
Gracias, Sergio.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Hola Sergio y hola a todos:
Tu problema es bastante habitual en zonas sin cálculo sísmico. Tienes varias opciones: - Aumentas dimensiones de la viga para que funcione como viga de apeo hasta que obtengas unos armados razonables (que no te aparezcan varias capas de positivos y negativos) y luego incluyes unas barras de armado de punzonamiento. La flecha debería ser lo más baja posible, ya que se la estarás sumando a todas las vigas apoyadas en el pilar apeado. - Calculas una ménsula corta con las cargas aplicadas en los ejes de pilares y después integras la ménsula en la viga del forjado. Tendrás que aumentar el ancho de la viga la misma dimensión que la de la ménsula, para que siga habiendo la misma sección resistente para soportar las cargas del forjado. - Si lo que pretendes es calcularla «a mano», puedes construirte una viga en celosía virtual, con la carga del pilar aplicada en su correspondiente nudo. Obtienes los esfuerzos en cordones y diagonales y de ahí puedes dedudir la capacidad mecánica de la armadura superior, inferior y de los estribos (que trabajarán como diagonales)
El ofrecerte recetas de predimensionado siempre es complicado en estos casos puesto que los esfuerzos dependen mucho de la carga que baje por el pilar apeado. Si tienes posibilidad de dar canto hazlo sin dudar, para que el apeo sea los más rígido posible. Un saludo, Quique.
Agradecimientos y
aclaraciones: Gracias Quique:
Sí que es cierto que me surgen las dudas, sobre todo poniendo en duda los resultados de CYPE, que me sugieren el armado en ménsula corta, lo que estaría obviando el resto de momentos y cortantes de la viga y armándolo como si el pilar acometiera únicamente. También me dice que los estribos están demasiado cerca 8cm, y no sé que hacer para corregir este error. Lo que me pregunto es si con verificar la capacidad de la viga con su armado según la gráfica de cálculo más desfavorable, cumplo con el armado de ésta. El canto lo he aumentado lo más posible, hasta 70 cm, por hallarse condicionado por alturas mínimas libres en descuelgues de vigas e instalaciones, y la distancia a eje de pilar es aproximadamente de 66 cm. Jiménez Montoya da unas pautas para calcular estos pilares que son bastante buenas, pero me sigue siendo más favorable la opción de equilibrar la gráfica producto del cálculo con el armado manual, de ahí mi duda. Supongo que cogeré la más desfavorable, lo que quiero es poder asegurar el funcionamiento de la estructura en esta zona, ya que siempre que hago un cálculo de este tipo me encuentro en la duda de si está correctamente calculado.
Un saludo y muchísimas gracias, Sergio.
Respuesta: Estimado Sergio:
Las dudas que te surgen son completamente normales. Los programas de cálculo «opacos» siempre te dejan un margen de incertidumbre que hay que reducir al mínimo para poder dormir tranquilo. El problema que comentas de la distancia de estribos tan próxima se debe precisamente a que el CYPE está armando el tramo de viga como si trabajase a flexión, cuando en realidad se trata de una región de discontinuidad (región D). Por ello te muestra el mensaje de «cálculo como ménsula corta». También, en ocasiones, los armados de elementos de apeo salen desproporcionados debido a que el coeficiente de empotramiento por defecto de los tramos de pilar tiene valor 1. Y realmente una unión apeada se va a comportar como semirígida. Por lo que sería conveniente reducir el valor del coeficiente. En tu caso, calculando el elemento de apeo como ménsula corta, el mecanismo resistente del cortante será la biela comprimida de hormigón y el tirante de la ménsula, por lo que los estribos verticales no le sirven de nada al apeo. Lo razonable sería disponer los estribos verticales de la viga del forjado. Puedes calcular esa viga en otro archivo aparte, eliminando el pilar apeado, para ver qué armado te sale. Ten en cuenta que al dimensionar la ménsula corta estamos empleando una buena parte de la capacidad resistente del hormigón a compresión, por lo que debemos garantizar que hay suficiente sección para que la viga del forjado siga trabajando a cortante. Puedes calcular la suma de la biela comprimida de la ménsula y la de cortante (Vcu) para comprobar la tensión en el hormigón. No te olvides de disponer el estribado horizontal de la ménsula corta, ya que de lo contrario se te fisuraría la zona traccionada de la sección.
Un saludo, Quique.
ref. Est-01_11/07/08 SOBRE UNAS FISURAS EN UNA CASA DE MUROS DE CARGA De Miguel - España Hola a todos y enhorabuena por contribuir y ayudar en esta página: Me han hecho una casa de dos plantas, mi problema es que en la segunda planta me han aparecido grietas, mas bien fisuras, horizontales que no superan 1 mm de espesor, en el caso de las más anchas se comunican en el interior. Comenzaron en las cuatro esquinas en la época de lluvias, levantándome la pintura interior, y se están alargando con los meses a lo largo de todas las caras, casi dando la vuelta, unas cuatro por cada esquina. La casa está sobre suelo arcilloso con una cimentación sobre losa de hormigón armado de 50cm, con muros de carga con ladrillo de 27cm, quedando un muro de 31cm. La casa tiene 6 x 12 m de superficie y las vigas del techo se colocaron en la dirección más corta (6 m). El tejado está a cuatro aguas. Estoy muy preocupado, más cuando en la primera planta las únicas fisuras que me aparecen son las lógicas de los dinteles de puertas y ventanas, y muy finas. Por favor, necesito que alguien me tranquilice y en caso contrario que me indique que debo hacer.
Muchas gracias, Miguel.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Parece, los datos que das no son muchos, que se trata de una cimentación sobre arcillas expansivas, eso justificaría realizar una losa de 50 cm. Sin saber el tipo de estructura de las plantas no se puede asegurar la importancia, pero no es para pasar de ellas. Consigue el informe geotécnico o pide que te hagan un ensayo de expansividad (presión e índice de hinchamiento), índices de Lambe, etc. Con ello puedes saber si son expansivas. ¿En que zona de España tienes la casa? Averigua si en otros edificios pasa lo mismo. Si las aceras y calles están mas rotas de lo habitual y si en las zonas ajardinadas con muros de ladrillo estos presentan roturas es muy probable que sean arcillas expansivas. Un saludo, Mike "El viejo"
Respuesta: Hola Miguel y hola a todos:
Es muy difícil establecer las causas de la patología de tu vivienda con tan poca información, pero espero aportar algo de luz. En principio hay que desconfiar de causas geotécnicas, puesto que las lesiones más importantes aparecen en la planta superior. Cuando lo lógico es que en un proceso de asentamiento o expansividad del terreno las mayores deformaciones se produzcan en las partes bajas. Habría que ver la dirección de movimiento de las fisuras, por ejemplo, si hay desplazamiento del paramento por encima de la fisura hacia el exterior del edificio, y la fisura horizontal está más abierta en el interior de la vivienda, pues podría tratarse de que la parte central de la cubierta haya descendido más que el perímetro, lo que provocaría empujes horizontales de la cubierta sobre los paramentos. La solución sería estabilizar la zona central, incluso disponiento algún pilar metálico hasta cimentación. Recientemente nos presentaron en un curso un caso parecido al tuyo. Vivienda de fábrica de bloque, forjado de cubierta. Patología de fisura horizontal sólo en las esquinas, sin desplazamientos ni giros transversales. En este caso se atribuyó como causa de la patología al efecto de levantamiento de esquinas que se produce en losas apoyadas en su perímetro. Se comprobó que las fisuras estaban muertas y se procedió a su reparación. Aunque no creo que sea tu caso puesto que mencionas que las fisuras recorren el perímetro. Espero que esto te haya servido de ayuda. Un saludo, Quique.
ref. Est-01_09/07/08 SOBRE LA CARGA DE PISCINAS SOBRE FORJADOS De Jorge - España Hola a todos. Vivo en un segundo piso encima de un garaje y en el patio DE 25 m2 quiero poner una piscina desmontable. Ya la puse el año pasado pero no tenía ni idea de cosas de los pesos y forjados. La construccion es del año 92 y la piscina es de tipo redonda de 2,44 m por 76 de altura, quítenle diez que es el anillo inflable. Llena tiene unos 2450 litros según el fabricante. Yo el año pasado le puse unos 2000 litros.
Muchas gracias, Jorge.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Pues: 76 - 10 cm son 66 cm de agua. Por tanto le estas «metiendo» 660 kg/m2. Yo no lo volvería a hacer, corres un riesgo muy grande.
Saludos, Mike «El viejo»
ref. Est-02_04/07/08 SOBRE EL MOMENTO DE PUESTA EN CARGA DE UNA CONDUCCIÓN SOBRE LA QUE PASAN VEHÍCULOS De José Manuel Hernández - España Hola a todos. Mi pregunta es la siguiente: Tenemos que ejecutar una galería rectangular in situ para conducción de aguas. Hemos hormigonado (hormigón de 25) ya el último elemento que es la losa superior y quisiera saber cuanto tiempo tenemos que esperar para poder dar tráfico por encima de la galería. ¿Una vez conseguida la resistencia característica del hormigón (según las roturas de las probetas) me asegura que ya se puede dar paso a los vehículos de obra por encima de la galería?
Muchas gracias, José Manuel Hernández.
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ref. Est-01_04/07/08 SOBRE EL PREDIMENSIONADO DE UN VOLADIZO DE GRAN LONGITUD De IAN - España Hola a todos. Estoy haciendo un proyecto con voladizos de hasta 20 metros y necesito saber aproximadamente las proporciones de viga que necesitaría. Las estructuras pensadas son cerchas con canto variable (de material ligero como aleaciones de aluminio), de mayor a menor, siendo evidentemente el empotramiento en el lado mayor. Si saben de alguna formula que me pueda dar unas dimensiones aproximadas, en especial la de empotramiento.
Un saludo, IAN.
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ref. Est-01_03/07/08 SOBRE LA CARGA QUE SOPORTAN UNOS TABIQUES PALOMEROS DE CUBIERTA De Juan Luis - España Hola a todos. Os agradecería si pudierais ayudarme en al siguiente cuestión: ¿Cómo calcular la carga que es capaz de soportar una cubierta ejecutada con tabiques palomeros a 1 m, de separación, tablero cerámico de 3,5 cm, de grosor y capa de compresión de 5 cm, con mallazo Ø 5 a 15x15 cm?
Un saludo, Juan Luis.
Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha) Respuesta: Hola:
Con 300 Kp/m2 de cargas permanentes vas bien, luego súmale la sobrecarga de uso. Mírate la tabla 4.1 PESO PROPIO DE ELEMENTOS CONSTRUCTIVOS USUALES DE VIVIENDAS. Un saludo, Luis
Agracecimientos y aclaraciones: Estimado Luis:
Agradezco tu intento, pero no pregunto que carga considerar para calcular la cubierta, sino ¿qué carga son capaces de soportar los tabiques palomeros? Un saludo, Juan Luis
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