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Actualizada 05/11/07

 Consultas - 14

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Esta sección trata de dar a conocer vuestras consultas, así como vuestras respuestas a dichas consultas y vuestras opiniones.

Para preguntar o responder dirigiros al formulario de consultas.

¡Por cierto!, gracias a todos los colaboradores,  que vais haciendo crecer día a día esta página.

Nota: desde De Mecánica no ponemos cribas a las respuestas y comentarios que nos envían los colaboradores, sólo obligamos a que se razonen desde un punto de vista técnico o normativo.  Por ello tampoco nos hacemos responsables de dichas respuestas y opiniones, ni siquiera aseguramos estar de acuerdo con ellas. Se persigue con ello crear un foro de diálogo donde tengan cabida la experiencia de los técnicos, aun a riesgo de adolecer de cierta falta de rigor.

 

 

CONSULTAS-14

- Sobre la necesidad de mallazo en losas macizas de hormigón. (De Álvaro García) 21/04/05

Respuesta: De De Mecánica, 23/04/05

- Una curiosidad sobre la influencia que tiene la clase del acero en las flechas en hormigón. (De Rodrigo) 20/04/05

Respuesta: De Eufe, 21/04/05

- Sobre el diseño de presas de contrafuertes. (De Jimy Velásquez) 19/04/05

*¡Sin respuesta!* 

- Sobre el diseño de un empotramiento entre tubo metálico y zapata de hormigón. (De Juan Bazán) 18/04/05

Respuesta: De Eufe, 19/04/05

- Sobre la resistencia a torsión de una viga muy peculiar. (De Hiszpanem) 17/04/05

*¡Sin respuesta!* 

- Sobre el cálculo de vigas carril de chapa armada. (De Daniel Narro) 16/04/05

*¡Sin respuesta!* 

- Sobre uniones semi-rígidas en acero. (De Carlos Cancina) 12/04/05

*¡Sin respuesta!* 

- Sobre bibliografía acerca de fisuras en hormigón armado. (De Eva) 12/04/05

 Respuesta: De Álvaro García, 21/04/05

- Sobre las falencias de los programas de cálculo. (De Pablo E. Málaga) 12/04/05

 Respuesta: De Gerardo Magaraño, 07/05/05

- Sobre el taladro de nervios en forjados reticulares. (De Francisco Frías) 11/04/05

 Respuesta: De Antonio González, 07/07/05

- Sobre la situación del solape de estribos en vigas. (De Fernando) 11/04/05

 Respuesta: De Eufe, 12/04/05

- Sobre el crazing. (De Fredy León) 07/04/05

 Respuesta: De Eufe, 13/04/05

- Sobre el predimensionado de elementos metálicos (De Nacho) 05/04/05

 Respuesta: De Ereb, 07/04/05

 Respuesta: De Eufe, 10/04/05

- Sobre perforaciones en muros de contención (De Julissa Correa) 05/04/05

*¡Sin respuesta!* 

- Sobre la comprobación a punzonamiento de un forjado unidireccional (De Novat) 03/04/05

 Respuesta: De Eufe, 05/04/05

 Comentarios: De Daniel, 06/04/05

 Comentarios: De Eufe, 13/04/05

- Sobre la comprobación de bielas en nudo (De Carlos) 02/04/05

 Respuesta: De Coya, 05/04/05

- Sobre las dimensiones de zapatas en naves diáfanas (De Carlos) 02/04/05

 Respuesta: De Eufe, 05/04/05

 Respuesta: De Daniel Narro, 13/04/05

 Respuesta: De Nervy, 19/04/05

 Comentarios: De Miguel, 21/04/05

 

Estructurín contra fuego

CONSULTAS-14

 

ref. Est-01_21/04/05

Sobre la necesidad de mallazo en forjados de losa maciza

(De Álvaro García)  21/04/05 - España

 

¿Es necesario un mallazo de reparto además de la armadura base en forjados de losa maciza de hormigón?

 

Álvaro García.

 

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas.

 

Respuesta

(De De Mecánica)  23/04/05 - España

Normativa: EHE

 

Estimado Álvaro:

La redacción de la EHE (art. 56.2) puede resultar confusa y dar a entender que es necesaria la inclusión de armadura de reparto en el caso de losas macizas. No es así, sólo se necesita incluir malla de reparto en el caso de forjados reticulares (placas aligeradas sobre apoyos aislados para la instrucción EHE) o unidireccionales, donde se requiere distribuir las cargas a los nervios.

 

gestodedios, De Mecánica

 

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ref. Est-01_20/04/05

Una curiosidad sobre la influencia que tiene la clase del acero en las flechas en hormigón

(De Rodrigo)  20/04/05 - España

 

Acabo de leer en una revista técnica la siguiente frase:

"Un cambio en obra de ultima hora de Acero B-400S a B-500S echa por tierra todos los cálculos de flecha. El valor de la flecha estimada será alrededor de un 25% mas de la prevista"

¿No tienen el mismo módulo elástico? Lo único que varía es su límite elástico, ¿o no?

 Si fuera así, ¿sería más aconsejable (para deformaciones) el acero B400?

 

Gracias anticipadas,

Rodrigo.

 

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Respuesta

(De Eufe)  21/04/05 - España

 

Hola, Rodrigo.

Hola Ramón y hola a todos.

Es cierto lo que dice el artículo, y nada complicado de seguir, veamos: claro que el acero tiene un "E" idéntico sea 400 ó 500 lo que pasa es que cuando uno compra B500 quiere que trabaje a 500, para lo cual tiene que recorrer más recta de proporcionalidad (pendiente "E") y por ende "entregar" más deformación a cambio de obtener esa tensión por la que uno paga. Con el B400 uno no tiene que recorrer tanta recta de proporcionalidad y por tanto no necesita entregar tanta deformación.

Lo que pasa es que "vende mucho" la propaganda sobre los buenos materiales, asignando biunívocamente el concepto de bondad al de resistencia. Si no se tiene una cierta formación teórica todo parece "ir de perlas" siempre que pongamos "lo mejor" (entendido como lo más resistente),… pero, pero,… claro el problema de las estructuras de arquitectura es otro en un porcentaje muy ostensible de casos. Más concretamente sería mucho más operativo basar las selecciones en los materiales que menos deforman.

Cuando la realidad es que muchos edificios tienen plantas libres en garajes, locales,… (cosa que no pasaba antes), las modulaciones modositas han pasado de 3,80-4,00 metros a 5,50-6,00 metros o más (no es raro llegar a 7,50 = 3 plazas de 2,50 de ancho). Las tabiquerías al no llegar "al suelo" no disipan nada de cargas, las tabiquerías son extremadamente rígidas,… etc., etc. Por si fuera poco los problemas de resistencia en flexión están teñidos por el cuadrado de la luz, mientras que los problemas de deformación –nada menos– que a la cuarta potencia de la luz.

Es fácil de ver que pelear por la resistencia en flexión hoy en día es como "ir a Terranova con un bacalao".

Para colmo, si ahora vamos a soportes, la deformación máxima admisible en compresión compuesta (soportes cargaditos) limita al acero al 2 por mil, lo que significa –si usamos B500– que estoy pagando un B500 y usándolo a 4200 kp/cm2 como máximo (el limitador es "el cansancio del hormigón").

Como alguna vez hemos comentado el diseño de estructuras es arte y ciencia, y, en todo caso un equilibrio dinámico muy delicado de decisiones que hace ser muy cauto a la hora de calificar como buena una decisión si no se habla de todo. Usar un acero bueno (acepción resistente) se demuestra en muchos casos es una decisión mala.

Una analogía la encontramos en la machacona obsesión de la incoherente EHE en hormigones de mucha resistencia, en aras a la durabilidad,… cuando la vida útil de un edificio está ahorquillada en 50 años (véase norma de sismo) en casos normales. No es tema de ahora y aquí pero los preconizados "hormigones buenos" son delicadísimos de conseguir en una obra a la intemperie, los fenómenos reológicos, las bajadas de resistencia por mor de cualquier contratiempo son francamente alarmantes,… en fin que todo suena bastante improvisado, y lo que es más dudoso, se marcan directrices monotemáticas en los criterios de manejo de materiales lo cual –a luz de cualquier análisis– conllevan peligrosas consecuencias, puesto que pretenden hacernos ver simultáneamente que en el manejo del hormigón la cuestión es muy fácil de elegir y muy difícil de calcular,… pues no señor,… no es nada fácil de elegir (y menos cuando se escamotean deliberadamente las pegas) y tampoco es tan difícil de calcular en el 80% de los casos.

Cualquier publicación seria de hormigón armado (Montoya, Calavera, Delibes, Leonhardt,...) llama la atención por su exquisito cuidado en señalar pros y contras en toda decisión, desde los simples áridos (por caso),… llevándonos a un mundo de exquisitez y arte que subyugan al lector y le enseñan el "árbol del bien y del mal"que es el auténtico reto conceptual del paraiso. No hay "árboles del bien" y "árboles del mal" como en EHE,… ¡ah! Bueno,… que ya no estamos en el paraíso, ya nos parecía,…

 

Agradecido

Eufe.

 

 

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ref. Est-01_19/04/05

Sobre el diseño de presas de contrafuertes

(De Jimy Velásquez)  19/04/05 - Bolivia

 

Hola.

Por favor querría que me ayudasen con el diseño de presas de contrafuertes, ya sea dándome algún título de algún libro donde pueda encontrar este tipo de estructuras o bien diciéndome si conocen algún paquete computacional donde se pueda hacer el diseño.

 

Espero su ayuda, gracias.

Jimy Velásquez.

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_18/04/05

Sobre el diseño de un empotramiento entre tubo metálico y zapata de hormigón.

(De Juan Bazán)  18/04/05 - España

 

Hola. Me gustaría pediros ayuda en el siguiente tema:

Estoy planteando un poste de 3m para sustentar 25m2 de paneles FV, perfil redondo hueco, zapata cuadrada de HA, pero desconozco como realizar el empotramiento del tubo en el hormigón. La presión ejercida por el viento será considerable y la hipótesis de cálculo es desplazamiento cero en el extremo de la columna, por ello dudo si debo disponer algún elemento auxiliar en dicho empotramiento (cartelas vistas o enterradas, etc.) o simplemente embutiéndolo hasta el armado inferior de la zapata. Descartada la opción de placa base y pernos por el coste.

Disculpad mi inexperiencia. Agradecido de antemano. 

 

Juan Bazán.

 

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Respuesta

(De Eufe)  19/04/05 - España

 

Hola, Juan.

Hola, Ramón y hola a todos.

Es llamativo que no se pueda usar basa para empotrar el poste y éste sea de tubo (¡espero que no de importación de Italia o Luxemburgo!). En todo caso se podrían soldar angulares en disposición peine a fin de que anclen bien envueltos en el hormigón de la zapata (solución muy "a la alemana" recogida en el Mittag o por Fritz Leonhardt), también podría disponerse redondos doblados en ángulo en "espina de pez" para conseguir un anclaje similar tal y como recoge Batanero, que también sugiere la alternativa "a la alemana" citada.

Sea la que sea la solución adoptada se recomienda encarecidamente el relleno del tubo con un mortero sin retracción ya que las diferencias de presión atmosférica acumulan sistemáticamente humedad dentro del tubo con lo que la corrosión aparecerá pronto. Además –para el caso particular– nos quita de problemas locales de abolladura en el entorno del empotramiento.

Sólo nos restaría aclarar el porqué se habla de cartelas si se descarta el empleo de basas, …en todo caso el empleo de cartelas en general no es recomendable, dado que se sabe que la variación brusca de tensiones –en cortos recorridos– en elementos de acero comprometen su trabajo. Quiere decirse que en contra de la "lógica de la calle" el acero trabaja mucho mejor a altas tensiones "todo el rato" que cuando éstas se alivian por mor de aumentos de áreas (material) en tramos discretos.

 

Bibliografía de consulta:

Martin Mittag - "Teoría y práctica de la construcción de edificios", –1976–

JuanBatanero y otros - "Estructuras metálicas de edificios", AHV –1971–

V. Zignoli - "Construcciones metálicas", –1978–

Fritz Leonhardt - "Estructuras de hormigón armado. Tomo III" –1985–

 

Agradecido

Eufe.

 

 

Comentarios

(De Juan Bazán)  21/04/05 - España

 

Muy agradecido por tu consejo Eufe.

La solución de "espina de pez" no la había oído nunca, cuando menos curiosa pero sobre todo ayuda a aumentar mi cultura estructural. Me gustaría concretar un poco más. Se trata de hacer una mini-huerta solar con veinte seguidores iguales, montados sobre columnas de 3 metros, el factor coste es determinante en este proyecto. Se pensó en columnas de Hormigón Armado, pero la ejecución se va de precio (aplomado, encofrado, vertido con camión bomba, andamiaje y vibrado); alternativa: columnas metálicas.

Soy de la opinión que una placa base con cartelas y pernos es lo ideal, pero tienen un coste, las columnas son casi a coste cero; sobrantes de otra obra más importante. Este es el motivo por el cual se baraja esta opción. Una celosía o empresillado presenta el mismo problema. Mi poca experiencia en lo que se sale de lo habitual en temas estructurales no alcanza para darme una solución fiable, es por ello que acudí a vosotros. Claro que al final... el dicho reza que lo barato termina saliendo caro.

 

Muchas gracias por tus consejos. Atentamente,

Juan Bazán.

 

 

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ref. Est-01_17/04/05

Sobre la resistencia a torsión de una viga muy peculiar

(De Hiszpanem)  17/04/05 - España

 

¿Cómo puedo estimar la resistencia a torsión de un viga si los cercos no están cerrados, tal y como supone la EHE? 

 

Hiszpanem.

 

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ref. Est-01_16/04/05

Sobre el cálculo de vigas carril de chapa armada

(De Daniel Narro)  16/04/05 - España

 

Me gustaría que alguien me indicara normas de cálculo de vigas carril de chapa armada para puentes grúas grandecitos (mayores de 50 toneladas), sobre todo de pandeo del alma con cargas concentradas que además son móviles. Normas UNE, DIN, AISC o algo parecido. El "Arguelles" ya lo conozco, y un estudio del "Prontuario de Ensidesa" también.

 

Gracias anticipadas

Daniel Narro.

 

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ref. Est-03_12/04/05

Sobre uniones semi-rígidas en acero

(De Carlos Cancina)  12/04/05 - Perú

 

Me llamo Carlos, soy peruano y deseo saber todo lo referente a conexiones semi-rígidas en estructuras de acero, ya que en mi país no hay suficiente bibliografía de este tema, si es posible algunos ejemplos y algunas recomendaciones.

 

Carlos.

 

 

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ref. Est-02_12/04/05

Sobre bibliografía acerca de fisuras en hormigón armado

(De Eva)  12/04/05 - España

 

Necesito información sobre patologías en Estructuras de Hormigón Armado, concretamente sobre fisuras en muros de hormigón, ménsulas y vasos de piscinas. Ya tengo: "Patología de estructuras de hormigón armado y pretensado" de J. Calavera y una monografía del CEDEX sobre hormigones vistos. ¿Me recomendáis alguno que sea más concreto sobre lo que busco?

 

Eva.

 

 

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Respuesta

(De Álvaro García)  21/04/05 - España

 

Los libros de Patología de Manuel Muñoz Hidalgo son muy buenos, aunque algunos están agotados.

 

Álvaro García.

 

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ref. Est-01_12/04/05

Sobre las falencias de los programas de cálculo

(De Pablo E. Málaga)  11/04/05 - Bolivia

 

¿Cómo va todo por ahí? Un saludo para todos desde Bolivia, mi nombre es Pablo Eduardo, soy estudiante de ingeniería civil. Quiero felicitarlos por está página que sinceramente es un gran incentivo para estudiar mas y mas cada día.

Les cuento que recién asistí a un seminario taller de diseño asistido por computadora, específicamente de CYPECAD, obviamente lo conocen, en todo caso, la impresión que me dejó es ¡que este programa puede hacerlo todo!, y al decir todo, creo que me quede corto; bueno, voy al grano, las preguntas son:

1. Qué falencias o desventajas tiene este programa en particular.

2. Qué opinan de la computación de todo en la que vivimos, en este caso en particular del cálculo y diseño estructural, yo creo que por un lado es buena (obviamente), pero, esto en cierta forma hace que uno se concentre más en manejar un programa que en entender los conceptos.

 

Esperando su pronta respuesta a mis preguntitas me despido con un sincero abrazo y agradecimientos.

Saludos, un amigo:

Pablo E. Málaga.

 

 

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Respuesta

(De Gerardo Magaraño)  07/05/05 - Chile

 

Un saludo a quienes estén conectados y a los estudiantes Bolivianos.

Pablo, la verdad que los computadores y los programas nos ayudan a reducir el tiempo invertido en la rutina que implica los cálculos matemáticos, sin embargo, el conocimiento, de los materiales y su comportamiento ante diversas solicitaciones, no ayudan sustancialmente a definir los patrones estructurales. Por otro lado, es posible que los programas computacionales, sufran desperfectos o generen error, sin embargo ellos serán menores.

Nota al margen, te recomiendo el programa RISA3D, de igual página. Del punto de vista del cálculo lo encuentro muy bueno.

 

Gerardo Maragaño.

 

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ref. Est-02_11/04/05

Sobre el taladro de nervios en forjados reticulares

(De Francisco Frías)  11/04/05 - España

 

Estimados compañeros:

Cuando en una obra de edificación se taladra una forjado reticular para el paso de un bajante y en este acto se secciona totalmente un nervio, ¿qué solución habría que tomar? ¿Cómo se puede reforzar esa zona que tiene el nervio totalmente seccionado? ¿Me podríais facilitar un detalle de armado del nervio cuando un bajante pasa justo por él? ¿Podría seccionarse un nervio dejando la armadura de este con patillas en el encuentro con el bajante?

 

Un saludo,

Francisco Frías.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  07/07/05 - España

 

Lo primero en no cortar nunca un nervio o un zuncho, ya sea de forjado reticular o unidireccional.

Si ya lo has hecho o no queda más remedio, para los reticulares, mira el libro de Florentino Regalado Tesoro:

Florentino Regalado Tesoro - "Los forjados reticulares: diseño, análisis, construcción y patología". CYPE INGENIEROS, 2003

tiene algunas ideas posibles.

 

Antonio González.

 

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ref. Est-01_11/04/05

Sobre la situación del solape de estribos en vigas

(De Fernando)  05/04/05 - España

 

 

Hola a todos los amigos.

Los otros días visitando una obra con un amigo me hizo un comentario sobre el montaje de los estribos en las vigas, yo personalmente nunca me había parado a pensarlo y después de analizar el tema tampoco le encuentro explicación alguna. La cuestión es la siguiente: en las vigas el solape del estribo debe de ir siempre en la parte superior de la viga, he observado que los ferrallas siempre montan el solape del estribo en la parte superior de la viga. Me gustaría que alguien me dijera si se debe a una práctica común aceptada o se recoge en alguna norma técnica.

 

Gracias a todos.

Fernando.

 

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Respuesta

(De Eufe)  12/04/05 - España

 

Hola, Fernando.

Hola, Ramón y hola a todos.

 

La cosa es muy sencilla, el cierre de un cerco (o "estribo" en su acepción generalizada) corre el riesgo de abrirse o moverse por causa del pandeo de la barra longitudinal sobre el que se ‘cierra’. Por tanto, la primera regla de disposición de cierres es no tenerlos todos en el mismo lado (arista), puesto que el fallo de uno comprometería a los contiguos en un efecto cremallera o velcro –si se permite la expresión-.

La cuestión queda muy clara en soportes donde los cierres deben ir helicoidalmente recorriendo el soporte (saltando de arista a arista) a fin de que no se produzca una ‘arista débil’ que contenga todos los cierres.

El concepto en vigas puede ser aplicado análogamente, si bien el cambio de cara de las compresiones obligaría a un estudio laborioso (que no merece la pena).

En todo caso, si ves una jaula con todos los cierres de cercos en la misma arista no está bien ferrallada, si bien su repercusión no suele ser preocupante en piezas con solicitaciones normales (domésticas).

Desafortunadamente, no recuerdo si la EHE recoge tal indicación, aunque me temo que estando tan preocupados por "la calidad" no traten estas sandeces que sólo nos preocupan a los que estudiamos y trabajamos con hormigón armado.

 

Agradecido

Eufe. 

 

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ref. Est-01_07/04/05

Sobre el crazing

(De Fredy León)  05/04/05 - Colombia

Normativa:  NTC

 

¿En qué consiste y que implicaciones tiene el crazing en el concreto u hormigón?

 

Fredy León.

 

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Respuesta

(De Eufe)   13/04/05 - España

 

Hola, Fredy.

Hola Ramón y hola a todos.

 

¡Wow! "Crazing" es afogarado, fisuración en mapa o piel de cocodrilo, en español. Sus características son:

- Aparecen entre 1 a 10 horas tras el hormigonado.

- La profundidad de fisuras habitual está entre 20 y 40 mm, si bien pueden ser mayores.

Devienen de empleos de altos contenidos de cemento, relaciones a/c altas, molidos de cemento muy finos, presencia de arcilla en la arena, cargas inertes en el cemento,…

En general no tienen una influencia muy negativa sobre la pieza, especialmente si va a recubrirse (protegerse) posteriormente. Obviamente –en otro caso– ponen a la armadura en riesgo de oxidación.

Este puntero, -en inglés- aclara bastante el tema:

http://srmca.sasktelwebsite.net/tech3.html

 

Eufe.

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ref. Est-02_05/04/05

Sobre el predimensionado de elementos metálicos

(De Nacho)  05/04/05 - España

 

Hola, soy un estudiante de arquitectura y necesitaría saber cómo realizar un primer predimensionado de una estructura metálica, de cara a saber qué perfiles voy a necesitar, tanto para los pilares como para las vigas.

 

Gracias,

Nacho.

 

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Respuesta

(De Ereb)   07/04/05 - España

Normativa:  EA-95

 

Respecto al predimensionado de perfiles metálicos, una aproximación rápida se consigue:

-Si la solicitación es de compresión-traccion:

N/A (buscamos el área mas aproximada)< 2600

-Si es de flexión M/W<2600. (Buscamos el modulo resistente mas aproximado).

-Si es flexocompresión utilizamos ambas expresiones.

He supuesto que es acero A42 y que sabemos que tipo de perfil vamos a utilizar.

Si no lo tenemos claro probamos varios tipos y escogemos el de menor peso o el mas barato.

 

Ereb.

 

 

 

Respuesta

(De Eufe)   10/04/05 - España

 

Hola, Nacho.

Hola Ramón y hola a todos.

 

Ya desde el año 1929 se empleaba –para flexión la simple fórmula (para escala doméstica) de:

Canto (cm) = 3 x luz (m) + 3

Se puede ver en el "Prontuario para el empleo de viguetas" –1929 AHV  (sin el 3, que añadimos por experiencia). Este procedimiento orientativo contempla un control de deformación, ya que en acero la resistencia manda en un rango muy pequeño de luces operativas.

 Para compresión compuesta (solicitación predominante en soportes sin rarezas) se puede dividir la N característica en toneladas entre 1,4 ó 1,5 para obtener un área orientativa en cm2.

 

Agradecido

Eufe.

 

 

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ref. Est-01_05/04/05

Sobre perforaciones en muros de contención

(De Julissa Correa)  05/04/05 - Perú

 

Quisiera saber si es posible perforar un muro de contención para dar paso a una tubería de un desagüe.

 

Gracias por la respuesta,

Javier.

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_03/04/05

Sobre la comprobación a punzonamiento de un forjado unidireccional

(De Novat)  03/04/05 - España

 

Hola a todos. Mi pregunta es la siguiente:

Cómo puedo evaluar la carga máxima puntual que es capaz de resistir un forjado unidireccional, con las siguientes condiciones:

-La carga esta situada justo en medio de dos viguetas.

-Esa carga es independiente de la resistencia de las viguetas, es decir, lo que me interesa es digamos la carga que produciría la rotura del forjado por efecto de punzonamiento, no por la rotura de las viguetas.

 

Gracias,

Novat. 

 

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Respuesta

(De Eufe)   05/04/05 - España

 

Hola, Novat.

Hola Ramón y hola a todos.

Bueno, como se sabe, una buena redacción de un enunciado es la mitad de la solución del problema. En realidad, si no nos ocupamos de los nervios (o viguetas), el problema se centra en analizar el elemento que se encuentra entre dos viguetas –acorde a la geometría y limitaciones indicadas en EFHE– o lo que es lo mismo la losa superior y su encuentro en los riñones del bloque aligerante. Dadas las diferencias de espesores (en la clave de la bovedilla y en los riñones) es suficiente estudiar la losita que tenemos encima de la bovedilla. Ojo al modelo de cálculo, porque aunque normalmente es de flexión, bien pudiera ser –imaginar caso de bovedilla rebajada– un modelo de arco de descarga. Precisamente cuando las cargas son agresivas para el modelo de flexión (como puntuales, o lineales de cierta entidad) se emplea la solución de bovedilla rebajada.

Aunque en la norma EFHE no se explicita, obsérvese que la cuantía de mallazos es doble en la dirección normal a la de viguetas que la cuantía paralela a las mismas. Esto significa que las minilosas que configuran las entrecalles de viguetas descargan predominantemente en la dirección corta como corresponde –lógicamente– al modelo de placa (o losa) de luces muy diferentes. La naturaleza (léase principios de ahorro energéticos) nunca "pasea las cargas" (efecto –que en una nota reciente denominábamos en clave de chanza "paseando a miss Daisy"–),… eso sólo abunda en los diseños que suelen ser admirados en las publicaciones que gustan de ensalzar alardes que no resisten un mínimo análisis racional.

 

Agradecido,

Eufe.

 

 

Comentarios

(De Daniel)   06/04/05 - España

 

Gracias Eufe por tu excelente respuesta a mi Vierendeel, y por el divertido principio de "Paseando a Miss Daisy", que me ha ayudado a comprender el por qué de mis repetidas decepciones con estas rebuscadas estructuras. No obstante, hay un par de cosas que no veo muy claras: no sé si no estaremos mezclando la "física" (o la mecánica) con la "naturaleza". Efectivamente, la física "busca" siempre conducir las cargas hasta el suelo por el camino más corto; o quizá sería mejor decir que conduce el mayor porcentaje de cargas por los elementos estructurales de mayor rigidez, que a igualdad de inercia coinciden con los más cortos (caso comentado de las minilosas que descargan mayoritariamente a las viguetas, y no a las vigas. Pero la "naturaleza"... yo diría que pasea las cargas lo que necesite pasearlas. Un árbol tiene una estructura tal que sería una locura intentar reproducir con nuestros materiales estructurales actuales. Es una estructura óptima, sí, pero condicionada a la necesidad de proporcionar luz solar, agua y gases atmosféricos a las hojas. Si no fuera por esta necesidad, un árbol bien podría ser como una baldosa, que es una estructura mucho más estable. Recordemos que muchos árboles se parten cuando hay fuerte viento. En cierta manera "desafían" a la física de la misma manera que hacemos los humanos con nuestras construcciones. Pensemos también en las telas de araña, en los avisperos, los huesos de las aves... no me parecen soluciones estructurales "inmediatas".

Por otra parte, el trabajo es fuerza por desplazamiento, sí; pero el camino que siguen las cargas a lo largo de una estructura compleja hasta llegar al suelo, por complejo que sea, no es un desplazamiento, ni un trabajo. Entiendo que te refieres a que debido a los pequeños movimientos que surgen en la estructura al ser solicitada, sí que se produce un trabajo interno, que es mayor cuanto menos directamente se conducen las cargas hasta el suelo.

 

Disculpa mis imprecisiones teóricas, ya que como ves soy más curioso que sabio.

Gracias, ¡un saludo!

Daniel.

 


Comentarios

(De Eufe)   13/04/05 - España

 

Hola, Daniel

Hola Ramón y hola a todos.

Bueno, a medida que vas teniendo más datos y relacionándolos, pudiera decirse que la "asignatura base" es la Física puesto que se ocupa de las cosas que "Dios ha hecho" (en el término más general y aséptico de la idea, no necesariamente el concepto religioso). Como aclaración adicional se diría que Abogados, Economistas,… –pongamos por caso– se dedican al estudio de lo que el hombre ha hecho. Quiere decirse que no encontramos fronteras entre Física y naturaleza en ese sentido, puesto que la Física trata de entender y explicar la naturaleza.

Obviamente los materiales de la naturaleza son mucho más sofisticados que los que produce el hombre, baste ver la resistencia a desgarramiento del cuero y compárese con tejidos que lo tratan de emular,… o, el material tendón y el más sofisticado amortiguador que pueda pensarse (el hombre no ha conseguido hacer una máquina que pueda emular –ni de lejos– a un esquiador de slalom a 120 km/hora en su descenso, puesto que el material tendón absorbe energía con harta perfección comparado con un "simple amortiguador").

Como bien citas, la estructura de árbol, entendemos, no persigue "pasear cargas" como objetivo sino solventar un intercambiador de gases autónomo y reproducible, captador de energía solar,…etc. Que –de resultas– de su ultrasofisticada programación "echa mano" de una estructura de pescantes (raíces, troncos, ramas, hojas,…) que interconecta dos medios (sólido-gaseoso suelo-aire) con alta eficacia. El que un árbol parta, –o una rama se desgaje– no indica que esté mal pensado, sino que simplemente su ciclo vital se cumple total o parcialmente; también cabe que dado que la naturaleza trabaja "por tanteo y rechazo" que haya habido algún "error de diseño" con el susodicho árbol, y, el que resulte roto es lo mejor que puede pasar.

Claro que un recorrido no es un trabajo, para llegar a serlo tendríamos que tener una carga (peso, por ejemplo) como acción en un sitio,… y en otro –distante– una reacción que la equilibre. La estructura sería el objeto que interconecta acción y reacción, que en consecuencia, sufre unas solicitaciones. A niveles de fibra (real o teórica), y más aún, a nivel molecular/atómico la capacidad de almacenar energía se encuentra en los invisibles mini-muelles que los materiales tienen en su constitución,… cuando un árbol se dobla bajo acción de viento, en realidad está generando cortante por ejemplo para equilibrar la acción horizontal. Quizás el ejemplo de transferencia de energías más astuto y antiguo es el arco para lanzar flechas,… el arco lo doblamos para que almacene energía, gracias a la tensión de la cuerda, cuando soltamos la energía almacenada (salvo ciertas pérdidas) se transfiere a la flecha,… así funciona todo en estructuras. Un pórtico cuando desplaza es para generar la suficiente energía para equilibrar una acción horizontal en el dintel,… generar cortantes,… y los signos de los cortantes en los soportes son siempre iguales para sumarse algebraicamente rápidamente,... de ahí que se desplace para dónde le indica la fuerza,… si no, no se llegaría jamás al equilibrio.

Ciertamente los teoremas de energía (Castigliano, Menabrea, Betti…) son harto sofisticados, y auténticos prodigios conceptuales,… y –como se sabe– de muy reciente descubrimiento, puesto que las deformaciones (afortunada o desafortunadamente), según se interpreten– son imperceptibles para el ojo humano en estructuras. En todo caso, los trabajos internos, serán siempre los mínimos posibles. Esto –obviamente– es un invariante, y por tanto ocurre en estructuras bien diseñadas y las mal diseñadas también. Sería un sofisma interpretarlo como que si la naturaleza es tan lista para qué vamos a estudiar diseño de estructuras.

Uff!,… no sé si es de esto de lo que queríamos hablar,… ¡espero que alguna cosilla sea aprovechable!

 

Agradecido

Eufe.

 

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ref. Est-02_02/04/05

Sobre la comprobación de bielas en nudo

(De Carlos)  02/04/05 - España

 

Hola a todos.

Voy a intentar ser breve. Estoy calculando un pequeño chalet con sótano y planta primera con el programa TRICALC con estructura de hormigón armado H-25 y en alguna unión de pilares y vigas me aparece el error "No se cumple bielas en nudo". He leído un poco el Calavera, el tema cálculos de nudos rígidos, y he sacado la conclusión, puede que errónea, de que se pueden producir concentraciones de tensión internas en el propio nudo, que no las pueda absorber y por tanto ser una causa de colapso. Los pilares son de 30x30 cm, y las vigas son planas de 30x30 cm. ¿Debo dar importancia a este tema? ¿Como podría saber si el propio nudo es capaz o no de absorber esas tensiones? ¿Existe alguna medida para reforzar el nudo y evitar este problema? Los cálculos que hay al respecto, por lo menos en el Calavera, son bastantes complejos.

 

Gracias por todo, y enhorabuena por esta página. 

Carlos.

 

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Respuesta

(De Coya)  05/04/05 - España

 

Hola, Carlos; hola, Ramón; hola a todos.

El caso que citas es muy frecuente en los pilares de última planta. Además del problema del propio nudo, suele ocurrir que los pilares tienen un enorme flector que conduce a tener que disponer escuadrías y armados mayores que los de las plantas inferiores. El manual de TRICALC indica tres posibles soluciones:

1. Aumentar la sección, para aumentar el brazo de palanca. Como efecto secundario, puede que el aumento de sección, y por tanto de rigidez, provoque un aumento de esfuerzos.

2. Aumentar el diámetro de la armadura, ya que aumenta el diámetro de doblado del nudo y por tanto la resistencia de la biela. Como efecto secundario, esta solución puede aumentar la longitud de anclaje y dificultar la ejecución del nudo.

3. Suponer una unión elástica entre viga y pilar, lo que reduce los flectores en el nudo. Con ello se aumentan los positivos en la viga. Pueden aparecer algunas fisuras poco importantes.

El tema se cita en el libro de Calavera "Proyecto y cálculo de estructuras de hormigón", capítulo 61.1.3 (Pilares.Muros portantes/Pilares/Pilares de fachada en última planta). Cita dos soluciones muy semejantes a la tercera anterior:

a) Adoptar una disposición de simple apoyo.

b) Disponer en el último pilar la misma escuadría y armadura que en BC. Esta sección no puede resistir los esfuerzos del cálculo y por ello es preciso aumentar los positivos en consecuencia. La solución 3 es, a mi entender, igual a esta última pero orientada a su introducción en un programa automático de cálculo. Esta misma solución es la que adoptan otros programas en los pilares de última planta. En CYPECAD, por ejemplo, tiene por defecto un coeficiente de empotramiento de 0,30. En otros tipos de nudos, el problema puede ser más complicado, pero en general la opción de disponer de una unión elástica parece la mejor solución, aceptando que pueden aparecer ciertas fisuras. Introduciendo así los datos aseguras un adecuado cálculo de los positivos (que son mayores que con el nudo rígido) y de las flechas, que también aumentarán.

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-01_02/04/05

Sobre las dimensiones de zapatas en naves diáfanas

(De Carlos)  02/04/05 - España

 

Hola a todos.

En naves industriales tipo nido diáfanas interiormente (no hay forjados), donde hay vecinos, y por tanto obligan a realizar zapatas medianeras o de esquina, con estructura metálica, ¿cómo puedo disminuir las pedazo zapatas que salen por cálculo?

La opción de hacer una zapata virtual interior que no lleva pilar y unirlas con una viga riostra. ¿Que os parece? A veces se lo planteo a arquitectos e ingenieros de mi trabajo y optan bajo su responsabilidad de disminuir las pedazo zapatas.

 

Gracias por todo, y enhorabuena por esta página.

Carlos.

 

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Respuesta

(De Eufe)   05/04/05 - España

 

Hola, Carlos.

Hola, Ramón y hola a todo.s

El problema de las naves –en términos generales– es distinguir el costo de la estructura aérea (y por tanto, su diseño) y el costo de la estructura enterrada (léase, asimismo, diseño). Es de aplicación entonces la máxima de "lo que no va en lágrimas, va en suspiros". Quiere decirse, que si la estructura de la nave es barata o muy barata, esto significa que el costo de la cimentación será de caro a muy caro. Este detalle lo conocen bien las "casas de naves" que proponen naves tipo sorprendentemente baratas,… claro –bajo el pretexto de que ellos no se ocupan de la cimentación porque eso es secundario y en todo caso dependiente de la localización– dejan una buena "patata caliente" al que viene detrás que suele ser un proyectista al que lo obligan a resolver la cimentación con "veinte duros". No hace falta ser economista para saber que el precio de una nave es el precio de la nave y el de su cimentación,… ¡claro!.

Más sencillo: para que la cimentación sea barata los momentos en bases de pilares tienen que ser bajos o nulos, no digamos nada si encima hay excentricidad obligada por medianerías.

Ahora bien, una vez metidos en el lío la solución recomendada es disponer pozos (lastre) enfrentadas a las zapatas para corregir la excentricidad, conectadas con sus correspondientes vigas centradoras. Los pozos –suficientemente grandes– pueden servir para movilizar empujes pasivos,… pero ojo que con la norma en la mano el primer metro de terreno no se puede usar para dicha movilización.

Respecto a las metodologías de afinación, reducción de costos, y otras yerbas, simplemente recordar el "teorema de mínimos espectaculares",… que viene a decir: "dada una estructura cualquiera, se puede reducir su costo un 20, 30, incluso un 40% ¡sin realizar cálculo alguno!; siempre y cuando tengamos a un despistado para que la firme". Suele anteceder este tipo de situaciones una reunión –convocada urgentemente– en la que al calculista se le avisa que un especialista ha mirado la estructura y la encuentra muy sobredimensionada (cara,… vamos). El personaje que asume el papel de "experimentado calculista" se reconoce inmediatamente porque aparece en la reunión con las manos en los bolsillos y una gruesa carpeta que dispone a su lado,… y que transcurridas un par de horas nadie sabe lo que contiene,… ¡ha, ha, ha!,… bueno, pues precisamente a "nuestro amigo" se le enuncia –entonces– el "teorema de mínimos espectaculares" y todo se aclara en breves minutos.

 

Agradecido

Eufe.

 

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro)   13/04/05 - España

 

La solución que se ha apuntado de construir una zapata interior a modo de contrapeso y hacer una zapata combinada, no me parece práctica. Teóricamente puede ser válida pero en la practica ningún usuario (industrial) le gusta tener estorbos dentro de la nave. Puede perjudicar para cimentaciones de máquinas, tuberías enterradas interiores, etc. En un congreso de Mecánica que se desarrolló en Bilbao hace unos cuantos años un profesor teórico planteó esa solución y la acogida fue "muy fría".

La solución es hacer pórticos articulados en las bases. Las acciones del pilar sobre la zapata solo son la vertical y la horizontal, pero no el momento. La zapata sigue saliendo grande pero no descomunal.

 

Daniel Narro.

 

 

Respuesta

(De Nervy)   19/04/05 - España

 

El elemento de unión de la estructura con la cimentación es el pilar, si suponemos que este es empotrado se transmite momento a la zapata que para resistirlo tiene unas dimensiones considerables. Para que estas dimensiones disminuyan podemos ejecutar la unión como articulada, pero el esfuerzo será absorbido en su totalidad por el pilar, que en su cabeza tendrá ahora un valor considerable, por lo que el perfil aumentará de sección, al igual que el dintel que también llega a este nudo. En conclusión si no es en hormigón es en acero, y me parece más económico usar hormigón en vez de acero, aunque habría que hacer una valoración económica.

 

Nervy.

 

 

Comentarios

(De Miguel)   21/04/05 - España

 

¡Hola a todos!

Me he encontrado con esta página y felicito a todo el mundo. Siempre me encantaron las estructuras pero ya metidos en "la calle" no tiene uno tiempo para dedicarles lo que se merecen.

Al hilo de las descomunales zapatas de medianera (como en las naves) que deben aguantar grandes momentos producto de diseñar los pilares empotrados quisiera comentar un curioso caso del que siempre he querido tener otras opiniones. Se trataba de mi Proyecto Fin de Carrera, el de una piscina climatizada; a los efectos estructurales, una gran nave de planta cuadrada de unos 60x60m creo, en cuyo diseño puse todo mi cariño (después de leer a Torroja en "Razón y ser..." quedé marcado profundamente).

Pilares apantallados de hormigón en el perímetro soportaban una cubierta a modo de entramado reticular de vigas de madera que formaban las pendientes y cuyo volumen final recordaba ciertas construcciones japonesas (no se si imagináis, cambios de pendiente en los faldones, etc). El caso es que en TRICALC saqué las reacciones que el entramado demandaba a los pilares (tiraba de ellos hacia el interior, axiles aparte), los diseñé apantallados por ello y al llegar a cimentación, el geotécnico indicaba rellenos hasta -15 o -20 m, había por tanto que plantear un grupo de pilotes que absorbiera esos momentos, ya sabéis, dos y arriostrado en el otro eje, o tres (perdón por las simplificaciones). Había medianeras reales, era un ejercicio en un solar real (aún sueño con él), de manera que la excentricidad sobre un encepado de medianera era grande; así que ni corto ni perezoso y según algún diseño de algún puente que vi en "Hormigón y acero", planteo un grupo de 3 pilotes en triangulo, dos en línea de fachada y uno hacia el interior. Imagináis: entramado tira de pilar apantallado y este aprieta en pilote interior y... tira de pilotes extremos; conclusión a la que llego, tengo 2 pilotes a tracción, por fuste (según las hipótesis y tal y tal...) El diseño y armado del encepado recogía este "retorcimiento" que el apantallado producía y debía traducir en una compresión clara en un pilote y tracción en los otros. El tribunal no entendió nada y cierta profesora se limitó a decir que porqué no había armado como decía la EH con lo clarito que estaba, que había armado mal y que debía repasar un poco (ya sabéis, como los tontitos, Art. tal y detalle calcado). No salí ni salgo aún... de mi asombro. Y sigue dando clases.

 

Perdonadme, pero lo llevaba dentro y nunca tuve a nadie que lo fuera a entender,

Miguel.

 

 

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