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Actualizada 17/06/07

 Consultas - 17

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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

Estructuras: EST 6 (Abril 2008- Actualidad) - EST 5 (Junio 2007-Marzo 2008) - EST 4 (Agosto 2006-Mayo 2007) - EST 3 (Octubre 2005-Julio 2006) - EST 2 (Enero 2005-Septiembre 2005) - EST 1 (Marzo 2003-Enero2005)

Geotecnia y cimientos: GEO 4 (Marzo 2007-Actualidad) - GEO 3 (Mayo 2006-Febrero 2007) - GEO 2 (Julio 2005-Abril 2006) - GEO 1 (Junio 2003-Junio 2005)

 

CONSULTAS-17 (las últimas consultas recibidas Mayo-Junio 2005):

 

- Sobre el cálculo a pandeo de un puntal (De Xavi) 30/06/05

 Respuesta: De Rafa, 12/07/05

- Sobre el cálculo de muros portantes de bloques de hormigón (De Anh) 30/06/05

 Respuesta: De Antonio González, 07/07/05

- Sobre la altura de una ola debida al sismo (De Carlos) 28/06/05

 *¡Sin respuesta!*

- Sobre el significado de la expresión viga de atado (De Hugo) 26/06/05

 Respuesta: De Eufe, 27/06/05

- Sobre el peso de una piscina (De Francisco) 24/06/05

 Respuesta: De Eufe, 25/06/05

- Sobre el efecto arco y el efecto pasador (De Antonio) 23/06/05

 *¡Sin respuesta!*

- Sobre el atado de barras longitudinales en pilares según EHE (De Rosa) 22/06/05

 Respuesta: De Eufe, 23/06/05

 Respuesta: De De Mecánica, 27/06/05

- Sobre el efecto Poisson (De César Saravia) 21/06/05

*¡Sin respuesta!*

- Sobre una patología con fisuras a 45º en huecos de cerramiento (De Carlos Sanjuán) 20/06/05

 Respuesta: De José Luis Zornoza, 21/06/05

- Sobre la solución de un nudo de unión entre pilares (De Laura) 16/06/05

 Respuesta: De Megaetim, 17/06/05

 Respuesta: De Elías B., 18/06/05

- Sobre cómo sobredimensionar un pilar metálico para aumentar su estabilidad al fuego (De Pablo) 16/06/05

 Respuesta: De Jordi, 28/10/05

- Sobre orejetas para izado (De Oscar) 15/06/05

*¡Sin respuesta!*

- Sobre normativa acerca de las juntas de dilatación en presas (De Flix) 15/06/05

*¡Sin respuesta!*

- Sobre la reparación de vigas de ferrocemento (De Francisco) 08/06/05

 Respuesta: De Eufe, 14/06/05

- Sobre un vicio de proyecto (De Ángela) 08/06/05

 Respuesta: De Eufe, 10/06/05

- Sobre el límite de un desplome de pilar (De Carlos) 08/06/05

 Respuesta: De De Mecánica, 08/05/05

- Sobre el cálculo de losas macizas (De Soraya) 06/06/05

 Respuesta: De De Mecánica, 07/06/05

 

CONSULTAS-17


 

ref. Est-02_30/06/05

 

Sobre el cálculo a pandeo de un puntal

(De Xavi) 30/06/05 - España

Normativa: EN-1065 (Puntales telescópicos regulables de acero)

 

Estoy intentando calcular el pandeo de un puntal. No me sirve calcular el pandeo como si fuera solo una barra, ya que hay una parte donde la caña y el cuerpo se solapan.

¿Cómo puedo calcular la parte de solape? ¿Cómo puedo calcular todo?

 

Espero vuestras respuestas. Gracias,

Xavi.

 

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Respuesta

(De Rafa)  12/07/05 - España

 

Sabemos que según la NBE-EA 95, el calculo a pandeo de cualquier soporte a de hacerse:

- A resistencia: sin tener en cuenta el pandeo

- A pandeo: comprobando la sección de mayor tensión en la zona 0,4*L central del soporte. La longitud de pandeo será la longitud del puntal por ser β=1, y el radio de giro será (haciendo un corte por donde tiene el solape) la raíz cuadrada de I/A (inercia de esa sección/área de esa seccion). Dividiendo la longitud de pandeo entre el radio de giro (que será igual en ambos planos porque los puntales son cilíndricos), obtendremos la esbeltez que no deberá ser mayor de 200. Con el valor que te salga de esbeltez vamos a la tabla de la norma y sacamos el coeficiente omega (ω) que deberemos multiplicar al término de compresión.

 

Espero haberte aclarado algo. Un saludo,

Rafa.

 

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ref. Est-01_30/06/05

 

Sobre el cálculo de muros portantes de bloques de hormigón

(De Anh) 30/06/05 - España

 

Necesito calcular un muro portante con bloques de hormigón vibrado.

El edificio es estrecho, de unos 5,5m de luz y tres plantas, por lo que sólo necesita dos muros de carga donde apoyarán las viguetas que creo han de ser dobles.

Mi problema es que nunca he trabajado con este tipo de muros de bloques, ya que siempre he usado el ladrillo, pero en este caso por problemas de transporte no lo puedo usar.

 

Agradecería que me aconsejarais si alguno ha usado alguna vez el bloque como muro portante. Gracias,

Anh.

 

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Respuesta

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

 

Mírese las NTE* de fábricas de bloques. Están bastante bien.

 

Antonio González.

 

 

*Nota de De Mecánica: concretamente la NTE-EFB (Estructura de Fábrica de Bloques). Ministerio de la Vivienda, 1974

 

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ref. Est-01_28/06/05

 

Sobre la altura de una ola debida al sismo

(De Carlos) 28/06/05 - España

 

Hola a todos.

Quisiera conocer un método de cálculo para la altura de la ola del líquido debida a sismo en un tanque de almacenamiento Gracias

 

Carlos.

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_26/06/05

 

Sobre el significado de la expresión vigas de atado

(De Hugo) 26/06/05 - Argentina

 

¿A qué se denomina viga de atado?

 

Hugo.

 

 

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Respuesta

(De Eufe)  27/06/05 - España

 

¡Hola, Hugo!

¡Hola Ramón y hola a todos!

 

"Viga de atado" es aquella pieza o elemento estructural que trabaja predominantemente a tracción. Esta descripción podría hacerla confundir con la de "tirante" pero aún a riesgo de acercarnos a fronteras evanescentes, diremos que el tirante es generalmente exento, la "viga de atado" se encuentra en contacto con otros elementos.

En cimentaciones se denomina a aquella que impide el movimiento horizontal de zapatas a cota constante. ¡Ojo!, se le suelen atribuir "propiedades mágicas" como la de absorber o contrarrestar momentos, no es cierto (el maestro De Miguel lo calificaría de "supersticiones estructurales"). Las vigas que lo hacen se denominan "centradoras" (que pueden ejercer funciones de atado, mientras que las de atado no ejercen funciones centradoras reseñables).

En edificios de estructuras de vigas y soportes o en estructuras de fábrica ejercen funciones de atado (impedir el distanciamiento de elementos o subestructuras). Particularmente en estructuras de fábrica se denominan también cadenas o encadenados, y tienen función inestimable en obras de rehabilitación. En estos casos ejercen también funciones de cargaderos (miniflexión) en luces discretas de su trazado.

La imagen primegenia que se puede tener de ellas es la de un cabo o cable que corrige o previene distanciamientos indeseados entre elementos, por tanto –en caso de hormigón armado– la armadura es la baza determinante, mientras que el hormigón se diseñará acorde a criterios constructivos, de recubrimiento, facilidad de acceso en el hormigonado, etc.

 

Agradecido

Eufe.

 

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ref. Est-01_24/06/05

 

Sobre el peso de una piscina

(De Francisco) 24/06/05 - España

 

¿Qué altura de agua puedo poner en una piscina de plástico?

Vivo en un ático y me preocupa el peso que puede soportar el forjado

 

Francisco.

 

 

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Respuesta

(De Eufe)  25/06/05 - España

 

Hola, Francisco

Hola Ramón y hola a todos.

 

Bueno, la cuestión parece más dirigida al fabricante de piscinas, que facilitará un "Manual del usuario" en el que se señalará tal parámetro. Pero entendemos que el enfoque es "¿qué peso aguanta un forjado?" (o mejor aún, "¿qué peso aguanta mi forjado?")

Técnicamente hay que dirigirse a la documentación de proyecto y verificarlo allí. Si no se encontrara la documentación, se puede ahorquillar acorde a la MV vigente o normativa de aplicación de su tiempo.

En todo caso, para "acorralar al pato" podremos pensar en el orden de 200 kp/m2 (2 kN/m2) de uso (vivienda y ámbitos privados conectados), lo que traduce para densidad unidad 20 cm de altura de agua. Ahora bien todo el mundo sabe que si se pone más no pasa nada,… y este es el auténtico quid del problema: vamos a poner algo razonable pero pasamos de lo que diga la documentación o la norma...

En un foro público sugerir que se puede poner una piscina con agua a voleo no sólo no es científico, sino que es peligroso porque no se sabe qué base teórica tiene el lector casual.

La razón última por la que se puede rebasar sin problemas una carga máxima de uso es que uno empieza a comerse la seguridad (en coeficientes), con lo que los entendidos que aseguran que se puede poner más en parte tienen razón,… lo que no entienden es la filosofía de cálculo que hay tras una edificación.

La ubicación de la piscina es determinante, caso de quiera peritar y como corolario sacar el máximo provecho a la capacidad de agua. En efecto, no da lo mismo colocarla en el centro de un paño, que encima de una viga o centrada con un soporte (independientemente de que la carga de uso sea fija). Los coeficientes de simultaneidad –que la norma española sólo los contempla en "vaso pequeño"– nos dicen en otras normas que las posibilidades de agotar una vigueta son muy altas, las de una viga algo menores, las de un soporte no muy relevantes, y las de una zapata muy bajas. Obviamente a medida que las posibilidades de recogidas de carga se amplían con las áreas tributarias, la posibilidad de que todas las áreas estén cargadas al máximo disminuyen drásticamente.

Así, nuestro consejo sería: cuidado con las viguetas, no descuides las vigas, preocúpate algo de los soportes,… y las zapatas ni las mires.

Permítaseme –a efectos de relajarnos algo– recordar un principio físico-recreativo que se enuncia así: "todo cuerpo humano sumergido en agua (piscina, bañera,..) recibe inmediatamente una llamada de teléfono".

 

Agradecido

Eufe.

 

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ref. Est-01_23/06/05

 

Sobre el efecto arco y el efecto pasador

(De Antonio) 23/06/05 - España

Normativa: EHE

 

¿De qué trata el efecto arco y el efecto pasador del hormigón armado, para el cálculo del cortante?

 

Antonio.

 

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_22/06/05

 

Sobre el atado de barras longitudinales en pilares según EHE

(De Rosa) 22/06/05 - España

Normativa: EHE

 

Hola.

Me gustaría que me resolvieseis una duda que tengo de la norma: en el caso de armadura a cortante en pilares que tienen 6 barras en compresión, ¿se puede colocar una armadura que hace de cortante y sujeta a las cuatro de las esquinas y una en forma de rombo que ata a las restantes y evita que las barras pandeen?

La norma EHE dice que las de rombo se colacan alternativamente. ¿ Que significa esto?

 

Rosa.

 

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Respuesta

(De Eufe)  23/06/05 - España

 

Hola, Rosa.

Hola Ramón y hola a todos.

Aunque uno no sea muy aficionado al boxeo, la imagen más gráfica de la armadura longitudinal ("el boxeador") metida en un ring (cuadrilátero ficticio) de cercos, aclara mucho el comportamiento (interacción) "boxeador-cuerdas del cuadrilátero". En efecto, el boxeador si se apoya en una esquina no puede retroceder más (la descomposición de fuerzas en dos direcciones genera la reacción correspondiente). Sin embargo, en los lados del cuadrilátero, el boxeador se echa para atrás con facilidad incluso para dar el llamado "paso lateral".

Quiere decirse que la base teórica en la que se basa la disposición de cercos en un soporte es poder descomponer "las ganas de escapar" –por pandeo– de una armadura, contrarrestándola con las dos fuerzas que generan las ramas del cerco correspondiente. Cuando el riesgo de pandeo es alto se deben controlar todas y cada una de las descomposiciones vectoriales de ahí que se empleen diamantes (o rombos), agujas, hexágonos,… etc., a fin de conseguirlo.

Disculpa que no haya leído recientemente la EHE pero cualquier adorno, filigrana o "brindis al sol" sobre la disposición de cercos –en cualquiera de sus formas– es irrelevante mientras se controle el pandeo.

Lo que puede pasar es que la alternancia sea costumbre pero hay que ser serios y sopesar que el término costumbre no es garantía de calidad en muchos casos (es más, sería mejor denominarlo "vicio acendrado"). Nada impide que se pareen cercos –iguales o no– y, de hecho, desde el punto de vista práctico cuantas menos tipologías de armaduras existan en una obra la calidad será mayor.

Recomendación: controla la esbeltez de armadura longitudinal –entre cercos–, controla el diámetro del cerco, alterna "en espiral" los cierres de cercos, facilita el acceso del hormigón minimizando la refluxión, y simplifica las tipologías,… el resto son simples "brindis al sol",… para hacer como que se sabe de lo que se habla,… claro,… el problema salta cuando se estudia teoría.

Recomendamos –como de costumbre– estudiar el ‘Montoya-Messeguer y Morán- y sobre todo no leer la incoherente, desenfocada, abtrusa, inoperante y pretenciosa EHE.

 

Agradecido

Eufe.

 

 

Respuesta

(De De Mecánica)  27/06/05 - España

 

Estimada Rosa, después de la respuesta de Eufe, que es la respuesta de la experiencia, la respuesta del técnico curtido en normas, voy a tratar de darte una respuesta algo más inocente, esperando que resuelva tu problema, así como a aprovechar para introducir el tratamiento del mismo tema en otras normas.

Bueno, en primer lugar veamos lo que dice la instrucción (Art. 42.3.1 de la EHE), que no ha cambiado con respecto a lo que aparecía por ejemplo en la EH-91 y que es el motivo de discusión:
 

Atado barras longitudinales EHE
 

Será necesario por tanto comentar que lo que se refiere al atado (arriostramiento) de barras longitudinales aparece en la instrucción como parte de los comentarios con lo que no es obligatorio su cumplimiento. ¡Ojo! que con esto no quiero animar a nadie a pasar por alto esta consideración que creo conveniente.

A partir de ahí, sabemos que siguiendo el proceso de armado la primera misión de los cercos es absorber el cortante en ambas direcciones que exista en el pilar (de hecho también puede pasar, al contrario de la pregunta que nos formulas, que el número de cercos a cortante requiera nueva armadura longitudinal sólo con fines constructivos). 

Bien, una vez que tenemos la armadura necesaria a cortante, y por supuesto la longitudinal, es cuando nos planteamos si ésta última está bien arriostrada para evitar su pandeo. Es con la armadura necesaria a cortante con la primera que contaremos para arriostrar. La idea del arriostramiento la ha explicado bien Eufe con la analogía del ring. Queda claro pues, que las armaduras de las esquinas están eficazmente arriostradas al quedar atadas en las dos direcciones por el cerco (para el caso de pilares circulares se acepta un sólo cerco perimetral, suponemos que válido para las curvaturas normales), ahora bien ¿qué es lo que ocurre con el resto que no están en dicha situación?

Aquí es donde entran todo tipo de conjeturas. Para la EHE habrá que atar "al menos, una de cada dos barras consecutivas de la misma cara y todas aquellas que se dispongan a una distancia mayor de 15 cm". Es decir, que si en tu caso, que es análogo al de la figura b) de la norma, la longitud "a" es menor de 15 cm, para la instrucción está arriostrada y no es necesario disponer el cerco en forma de rombo. Sin embargo, y esto es llamativo, si tuvieras una barra más por cara (4 por cara), aunque estuvieran a menos de 15 cm, para la EHE una de ellas no estaría bien arriostrada y tendrías que recurrir a una nueva rama o bien a un nuevo cerco.

Antes hemos hablado de conjeturas. Utilizábamos este término para enfatizar la discordancia entre las distintas normativas al respecto de lo que se considera como armadura longitudinal arriostrada. Veámoslo:

- Para el Código Modelo (CEB-FIP 1990), que suele servir de inspiración a las EH españolas y al Eurocódigo, "la armadura transversal estará dispuesta de forma que cada barra o grupo de barras colocadas en una esquina, y una de cada dos barras intermedias de la capa más exterior de la armadura, tengan garantizada su posición por un atado. Las barras pueden considerarse como atadas si no están a distancia superior a 150 mm de una barra con posición garantizada por su atado". En definitiva, contrastando con la EHE, parece que el ejemplo anterior de las cuatro barras por cara, en que las barras interiores están a menos de 15 cm de las de las esquinas, no necesitarían atado.

- Para el Eurocódigo 2 (ENV 1992-1-1:1991) en cambio "cada barra longitudinal (o grupo de barras longitudinales) situada/s en una esquina se fijará mediante una armadura transversal". Además "un máximo de cinco barras en o cerca de cada esquina pueden asegurarse contra el pandeo por un estribo". ¡Ojo! ¡Hasta cinco barras!...

En definitiva, no hay acuerdo, y esto puede producir discrepancias entre técnicos que refutan unas y otras teorías basándose en las distintas normas.

Por último, trataremos la desafortunada frase "familias de cercos colocadas alternativamente" de la misma figura de los comentarios. Nuestra interpretación es que la instrucción se refiere a la disposición en altura de los cercos, es decir, sobre el ejemplo de la figura b) ya comentada: en una sección me encontraría el cerco exterior y en la siguiente el cerco con forma de rombo, en la siguiente de nuevo el cerco perimetral y así hasta cubrir el pilar. Sin embargo, esta idea no se encuentra en la bibliografía especializada, que obvia la frase relativa a la alternancia y dispone en todas las secciones el mismo esquema. Nosotros apostamos por lo mismo, dado que ni siquiera podemos asegurar que los cercos incluidos para el pandeo (el rombo en este caso) vayan a poder con el cortante que le tocaría a su sección. 

 

Hasta aquí lo que puedo contarte, espero haber sido de ayuda,

gestodedios, De Mecánica.

 

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ref. Est-01_21/06/05

 

Sobre el efecto Poisson

(De César Saravia) 21/06/05 - Chile

 

¿Qué es el efecto Poisson, y como puedo analizarlo en el ensayo probetas de hormigón con capping(1)?

 

César.

 

(1) Nota de De Mecánica: el capping no es más que el refrentado de las caras de la probeta, generalmente con mortero de azufre, para hacerlas planas de modo que las cargas se distribuyan perpendicularmente y de manera homogénea.

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_20/06/05

 

Sobre una patología con aparición de fisuras a 45º en huecos de cerramiento

(De Carlos Sanjuán) 16/06/05 - España

 

Enhorabuena por vuestra página que encuentro interesante y sobre todo muy cualificada técnicamente.

La duda que se me presenta es sobre la aparición de fisuras a 45 grados en los huecos de cerramiento (solo exterior). Se encuentran en el 90 % de los huecos (ventanas y balconeras) tienen una abertura de 1 mm aproximadamente y se dan en las cuatro esquinas del hueco. En algún caso "viajan" hasta encontrarse con la fisura del hueco superior o inferior.

El edificio tiene su planta con forma de L, tiene dos juntas de dilatación de tal forma que el módulo de la esquina es independiente a los dos brazos. Los dos brazos cuentan con saltos de nivel en los forjados. Se han descartado los fallos de cimentación por la idoneidad de la misma con un estudio geotécnico muy completo. Está situado en una zona bastante calurosa, terminado y pendiente de recepcionar. La aparición de fisuras es reciente y posterior al pintado exterior.

¿Cuál es vuestra opinión?

 

Un saludo y gracias anticipadas,

Carlos.

 

 

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Respuesta

(De José Luis Zornoza)  21/06/05 - España

 

Hola Carlos,

la cuestión que comentas parece tener una explicación clara. Debido a las altas temperaturas, los materiales que componen el cerramiento presentan una dilatación mayor a los materiales que componen la estructura portante (pilares, forjados), de tal modo que la forma habitual de "romper" de estos cerramientos, es en forma de fisuras a 45º en las zonas de menor inercia (es decir, los huecos) presentando una mayor concentración de tensiones en la misma esquina del hueco de la ventana o puerta.

Como bien has comentado, yo también descarto problemas derivados de la cimentación tales como asentamientos diferenciales de pilares ya que en estos casos suele presentarse una fisura en diagonal y ascendente hacia el pilar que asienta que cubre toda la pared. Este tipo de fisuras (diagonal ascendente) suelen presentarse también por problemas derivados del viento; para saber si la fisura es debida a asentamiento diferencial o a viento, una manera sencilla es ver en que plantas se producen las fisuras:

a) si las fisuras se producen en las plantas superiores --> viento.

b) si las fisuras se producen en las plantas inferiores --> asiento diferencial.

 

Espero haberte ayudado. Un saludo,

José Luis Zornoza.

 

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ref. Est-02_16/06/05

 

Sobre la solución de un nudo de unión entre pilares

(De Laura) 16/06/05 - España

 

Se me ha dado el caso siguiente:

En una obra tengo un pilar con un estribo doble y 6 barras del 12, de las cuales 2 se matan y 4 son en "cuello de botella". Este pilar se une con el siguiente, cuyas características son: estribo simple y 4 barras del 16. Hemos metido 2 refuerzos del 12, con el solape correspondiente del 12, para reforzar esta unión entre pilares, pero mi cliente me dice que tengo que meter esos refuerzos de unión de diámetro del 16 y solape del 16.

¿Cuál de las dos opciones es correcta? a ver si alguien me sabe responder a la duda...

 

Gracias

Laura.

 

 

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Respuesta

(De Megaetim)  17/06/05 - España

 

A ver, yo entiendo que el pilar armado con barras de diámetro 12 es el inferior y el de diámetro 16 el superior. Si esto es así; el pilar carga de arriba para abajo, entonces las armaduras que deben solaparse son las del pilar inferior, en tu caso el del diámetro 12. Es decir estos 12 deben absorber el esfuerzo del pilar armado con 16 antes de que finalicé este. Lo que no entiendo es eso que dices del pilar armado con 12, dos de las seis barras "se matan". ¿Quieres decir que no tienen solape? Si todas las barras son de armado, quiero decir "no de piel" todas las barras deberían tener continuidad con solape. Y creo que en tu caso éstas no deben de ser de piel porque si el pilar superior tiene 4 barras del 16 y pasa a 4 del 12 seguro que estas barras no son de piel y deberían tener solape.

 

Un saludo,

Megaetim.

 

 

Respuesta

(De Elías B.)  18/06/05 - España

 

Hola Laura, Megaetim, Ramón y todos.

 

No entiendo bien la respuesta de Megaetim, daré mi opinión:

 A mi modo de ver (un dibujo lo habría aclarado todo), se trata de un nudo normal donde el pilar inferior tiene 6 barras del 12 de las cuales 2 se grifan y cuatro continúan y configuran el solape del pilar superior que tiene 4 barras del 16. Por tanto, yo entiendo que lo único que hay que resolver es un solape de los 4 redondos superiores, en este caso lS(Φ16).

Otro problema sería el analizar si las cuatro barras que vienen del pilar inferior (con menor sección) son capaces de soportar la solicitación que les transmiten las cuatro del pilar superior. En teoría si todas las barras del 16 estuvieran trabajando al máximo de su capacidad en la base del pilar, las barras del 12 no aguantarían, con lo que habría que disponer refuerzos como al parecer se ha hecho (refuerzos correctamente anclados, claro). Ahora bien, si no están trabajando "a tope" pudiera ser que bastara con los cuatro del 12.

Me consta que existen programas en el mercado que hacen una comprobación parecida y permiten sacar sospechosos cuadros de pilares en los que la armadura disminuye al bajar plantas. Todos sabemos que en muchos casos un pilar de última planta puede necesitar mayor armado que su inferior, pero pienso que hay que ser cauteloso en el estudio del nudo si no se lleva esa armadura a las plantas inferiores.

 

Un saludo,

Elías B.

 

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ref. Est-01_16/06/05

 

Sobre cómo sobredimensionar un pilar metálico para aumentar su Estabilidad al Fuego

(De Pablo) 16/06/05 - España

 

Quería plantearos una cuestión:

Se trata de una fachada de una edificación formada simplemente por vidrio, y pilares metálicos "vistos". Quiero sobredimensionar el pilar metálico, de tal forma que además de soportar los esfuerzos correspondientes, soporte una carga de fuego de hasta EF-90, ya que los suministradores de pinturas sólo me aseguran un EF-30.

 

Gracias a todos por vuestras opiniones.

Pablo.

 

 

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Respuesta

(De Jordi)  18/06/05 - España

 

Yo dimensioné unos pilares a EF-90 en una sencilla estructura de un local de publica concurrencia. Creo recordar que estaba en el Eurocódigo 3, que trata del acero. En él encontraras las formulas que relacionan del efecto de la temperatura con la función portante de la estructura.  Si te interesa puedo buscarte más información.

 

Jordi.

 

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ref. Est-02_15/06/05

 

Sobre "orejetas" para izado

(De Oscar) 15/06/05 - España

 

¿Alguien puede darme información de cómo calcular orejetas para izado? Se trata de un depósito horizontal de 4000 Kg.

 

Gracias.

Oscar.

 

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_15/06/05

 

Sobre normativa acerca de las juntas de dilatación en presas

(De Flix) 15/06/05 - España

 

Estoy buscando la normativa española que rige la selección y colocación de juntas de dilatación (en concreto de PVC) en presas, depuradoras... No encuentro referencias concretas en ningún sitio. ¿Me podéis echar una mano?

 

Gracias y recibid un cordial saludo.

Flix.

 

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-03_08/06/05

 

Sobre la reparación de vigas de ferrocemento

(De Francisco Figueroa) 08/06/05 - Chile

 

Hola, soy alumno memorista de la Universidad Austral de Chile y mi consulta es la siguiente:

¿Sería buena idea reparar unas vigas de ferrocemento si éstas están destruidas? Estas vigas alcanzaron su tensión de rotura.

 

¡Ojala me pudieran enviar una respuesta!

Francisco.

 

 

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Respuesta

(De Eufe)  14/06/05 - España

 

Hola, Francisco.

Hola Ramón y hola a todos.

 

Lo primero un recuerdo para los hermanos chilenos afectados de un sismo hace horas.

En principio, si los daños son tan grandes como para describirlas como destruidas se sugiere más operativo, barato y controlable volverlas a hacer, eso sí, procurando que no alcancen su tensión de rotura –perdón por la obviedad– y tratando de indagar cuales fueron las causas que llevaron las piezas a su destrucción. Juega con la ventaja –raras veces se tiene– de que podrías conocer (al menos en gran parte) la patología real, quiere decirse que ya han estado en un "simulador muy realista".

Es difícil precisar la respuesta más, ya que el alcanzar la tensión de rotura en una pieza de hormigón armado no aclara si el fallo es por agotamiento del hormigón, el acero o ambos simultáneamente (estamos en dominios distintos y por lo tanto es difícil aventurar el problema de origen).

Genéricamente, si la patología es repetitiva en todas (o muchas) de las piezas, quiere decirse que el problema es sistemático, bien por defecto de proyecto (diseño/cálculo/detalles/apoyos), bien por defecto de ejecución (…amplio abanico de "podría ser de…"), bien por defecto de mantenimiento (fisuración, estallido de recubrimientos, oxidación de armaduras,…)

Los métodos de reparación han avanzado mucho, y, además de los tradicionales de refuerzo con hormigón y/o acero, hoy se emplea la fibra de carbono bien en regletas (una regleta bien puede equivaler a un redondo del 16, orientativamente –ojo no emplear esto como fórmula en modo alguno–), bien en vendajes para zunchados, absorción de cortante,…

Sólo resta recordar que el riesgo de exposición a fuego, ayuda mucho a determinar la idoneidad o no de una propuesta (las resinas epoxídicas no resisten "nada, nada,… ¡nada!")

 

Agradecido

Eufe.

 

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ref. Est-02_08/06/05

 

Sobre un vicio de proyecto

(De Ángela) 08/06/05 - España

 

Nos han hecho un proyecto para la rehabilitación de una casa con idea de montar un negocio de turismo rural. La casa tenía unas cuevas sin cimbrear y al tirar el tejado para levantar de nuevo la planta de arriba, el arquitecto "se ha dado cuenta" de que las cuevas no tienen la seguridad suficiente para que aguanten el peso de la planta nueva que se iba a hacer. La solución es tirar la casa, hacer excavación de las cuevas y realizar una obra nueva. El problema es que esto es inviable económicamente para nosotros y hemos gastado bastante dinero y perdido la posibilidad de una subvención del fondo europeo aprobado en su primera parte, por lo que nos encontramos en un callejón sin salida.

No se ha hecho ningún estudio geotécnico, ya que según el arquitecto, "quería ahorrarnos dinero, era carísimo hacerlo y además ¡ninguna empresa se metería con una casa antigua y con cuevas!" El arquitecto no asume ninguna responsabilidad sobre su actuación y de momento el tema se va a remitir a su seguro.

Mi pregunta es: ¿el seguro asume este tipo de errores?

 

Muchas gracias por su interés, me es urgente tener más información.

Ángela

 

 

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Respuesta

(De Eufe)  10/06/05 - España

 

Hola, Ángela.

Hola Ramón y hola a todos.

 

Cualquier trabajo profesional de arquitecto –con encargo, contrato, factura,… etc. fehacientes– responsabiliza al autor (o autores) durante 10 años de vicios estructurales y/o de cimentación. Por supuesto esto es la ley (LOE) y no caben interpretaciones eventuales y menos desentendimientos. Concretamente –además– en lo tocante al suelo es vigente el artículo 1591 del código civil, en el que se responsabiliza al autor de un proyecto en el que surjan problemas por falta de análisis del terreno en cualquiera de sus acepciones.

Lamentablemente el arquitecto –acorde a lo que expones– no ha estudiado la problemática del proyecto –y sus consecuencias– en el caso. El tema es delicado puesto que no se pretende aquí juzgar una actuación profesional y menos aún sin todos los datos. Las explicaciones de por qué no se pidió un estudio geotécnico resultan angelicales y en cualquier caso la decisión es ilegal.

Ahora se abren cuestiones de cómo un proyecto con subvención de fondo europeo no cuenta con la documentación legal mínima (si lo hemos entendido bien, ahora se nos aclara por qué le han dado un no a la "Europa de enjuagues y trapisonda" de los politicastros esos que no valen ni para estar escondidos). Obviamente, Europa es mucha Europa (¡y algo vieja!), pero lo que no se quiere es la "Europa de papeleo, cachondeo,… y millones de euros que no se sabe bien a dónde van",… afortunadamente nos queda que el europeo es de cierta cultura, y, por tanto poco amigo de feriantes y vendedores de crecepelos.

Volvamos al hilo, y perdón por la digresión,… cualquier empresa de geotecnia de mediana entidad acepta el encargo de un estudio de suelo en condiciones similares a las que describes, no hay problema técnico en eso. Obviamente el costo no se intuye mínimo, pero tampoco se hipotetiza descabellado. Cosa muy distinta es que no se haya aceptado el presupuesto (o presupuestos) o –peor aún– que ni siquiera se haya planteado al comienzo del encargo.

Respecto al tema de la aseguradora no llegamos a comprender a qué aseguradora te refieres,… ¿la que trabaja con la O.C.T. (Organismo de Control Técnico) que se ocupó del control de calidad?,… ¿la aseguradora de hogar del continente y contenido?,… es todo muy nebuloso en la pregunta ¡hum!. Se duda de que haya habido una O.C.T. involucrada en el proceso, especialmente tras describirnos el lamentable resultado de la actuación. Respecto a la "aseguradora del hogar" –sin ser expertos en el tema– dudamos asimismo que se haga cargo de un tema si no se le fue comunicado fehacientemente y tras girar visita un perito aceptó el contrato de seguro de continente al menos. Las aseguradoras son profesionales y no se hacen cargo –por norma- de cuestiones distintas a las que se acordaron en el momento de contrato, al haber habido una remodelación –grande– del continente, mucho nos tememos que la aseguradora no le va a dedicar al problema ni un minuto, lo rechazará de plano puesto que el objeto inicial base del contrato ya no es el mismo.

Si el seguro –al que te refieres– es el del propio arquitecto, será el propio arquitecto el que tenga que comunicarlo,… pero acorde al interés que cuentas se ha tomado el arquitecto en enmendar el tema, no parece que esté por la labor.

El Colegio de arquitectos o delegación de la demarcación –como todos– tienen un servicio de atención al usuario y podrá ayudarte en el tema, paralelamente la O.C.U (defensa del consumidor) podrá ser de ayuda al respecto.

Resumiendo: no es un tema fácil ni inmediato, pero la ley está protegiéndote sobre el papel, y, sería deseable que el arquitecto reconsidere su posición, puesto que su colaboración no sólo servirá a enmendar los problemas, sino que le aminorará su confrontación con el artículo 1591 del código civil.

 

Agradecido

Eufe.

 

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ref. Est-01_08/06/05

 

Sobre el límite de un desplome de pilar

(De Carlos) 08/06/05 - España

 

Me interesaría saber, qué dice la normativa y en qué punto, respecto al desplome que pueda tener un pilar de hormigón, respecto de su altura.

 

Muchas gracias

Carlos.

 

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  25/05/05 - España

Normativa EHE

 

Estimado Carlos:

Lo relativo a las tolerancias se analiza en el Anejo 10 de la EHE, anejo que ha sido por primera vez incluido en esta versión de la Instrucción de Hormigón. Si bien no es de obligado cumplimiento, en el Art. 96 de la EHE "Tolerancias de ejecución" se recoge lo siguiente:

 "El Autor del Proyecto deberá adoptar y definir un sistema de tolerancias, que se recogerá en el Pliego de Prescripciones Técnicas Particulares de las obras. En el mismo documento deberán quedar establecidas las decisiones y sistemática a seguir en caso de incumplimientos.

En el Anejo nº 10 se recoge un sistema de tolerancias de obras de hormigón, que puede servir de referencia o puede ser adoptado por el Proyectista".

Por tanto te remito al apartado 5 "Desviaciones admisibles-Elementos de estructuras de edificios construidas in situ" del citado anejo, para analizar si el desplome puede ser admitido.

 

Esperando haber sido de ayuda, recibe un cordial saludo,

gestodedios, De Mecánica.

 

 

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ref. Est-01_08/06/05

 

Sobre el cálculo de losas macizas

(De Isabel Barbarín) 07/06/05 - España

 

Hola, soy Ingeniera Industrial y me gustaría que me aconsejaseis sobre bibliografía u hojas de cálculo para calcular los siguientes aspectos de una losa maciza:

-Canto mínimo.

-Armadura base.

-Armadura de punzonamiento en pilares.

El caso concreto es el de un edificio de dos sótanos y siete plantas sobre rasante cuyos forjados son losas macizas de 22 cm de canto sobre las que apoyan pilares (de 30x30 en última planta y 60x40 en plantas de sótano) con una cuadrícula aproximada de 4x6 metros y zunchos perimetrales.

 

Muchas gracias y un saludo,

Isabel.

 

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  25/05/05 - España

Normativa EHE

 

Estimada Isabel:

En principio, lo más aconsejable será que modelices tu losa en un programa de cálculo, de cierta confianza, que implemente el cálculo de losas macizas, ya que manualmente la tarea sería un tanto tediosa e incluso con pocas garantías.

De todas maneras, a modo académico, te puedo sugerir algunas respuestas basadas todas en la instrucción EHE:

- Para el canto mínimo puedes ver lo dicho en el Art. 56.2 "Placas o losas sobre apoyos aislados" , que aconseja para placas macizas de espesor constante un canto mínimo de L/32 (L la luz mayor del recuadro entre pilares).

Por otro lado el Art. 50.2.2.1 sobre cantos mínimos para no tener que comprobar a flecha distintos elementos estructurales, te dará una esbeltez adecuada (relación L/d, con d el canto útil de la losa). Los valores para losa son los siguientes (aceros con límite elástico característico fyk=500 N/mm2):

 

  Elementos fuertemente armados
(
ρ=As/b0d =0,012)
Elementos débilmente armados
(
ρ=As/b0d =0,004)

Recuadros exteriores y de esquina en losa sobre apoyos aislados

16 22

Recuadros interiores en losa sobre apoyos aislados

17 25

Voladizo

6 9

 

- En cuanto al armado, en general las losas son elementos débilmente armados, por lo que la cuantía de 0,004 del apartado anterior puede darte una idea de una malla usual.

El cálculo del armado fuera de programas informáticos sólo es viable si la retícula de pilares es homogénea y sensiblemente ortogonal (método de los pórticos virtuales de la Instrucción, ver Art. 22 "Placas" y concretamente el 22.4.3.1 "Campo de aplicación"), de otra manera no es fiable.

- Por último para el cálculo a punzonamiento existe mucha bibliografía. La misma EHE te ayudará (Art. 46. "Estado límite de punzonamiento"). Dado que el punzonamiento no es un fenómeno específico de las losas macizas puedes consultar también otros libros, por ejemplo, el ya citado otras veces:

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

Para el cálculo del punzonamiento de forma semi-manual puedes hacer uso del "Prontuario Informático del Hormigón Estructural", una sencilla aplicación informática basada en la EHE y creada por la Unidad Docente de Hormigón Estructural de la E.T.S. de Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos de Madrid.

 

Esperando haberte servido de ayuda, recibe un cordial saludo,

gestodedios, DeMecánica.

 

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