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FORO ESTRUCTURAS

CONSULTAS ESTRUCTURAS ENERO 2009

ref. Est-01_26/01/09

SOBRE LA PUBLICACIÓN DE LA NUEVA EHE REVISADA

De Javier - España


Hola a todos:

 

Quisiera que desde la página de «De Mecánica» se informara, a ser posible, si en la edición que de la nueva EHE ha realizado el ministerio de fomento se recogen las erratas a la misma aparecidas a finales de 2008. ¿Sabeis si los comentarios a la EHE se han publicado en el BOE ó tenemos que pasar por caja?

 

Muchas gracias.

Javier

 

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:
De Eufe 28/01/09 - España


Hola, Javier hola a todos:

 

Para empezar mi agradecimiento público a Ramón Gesto de Dios por facilitar el puntero para ver las «Erratas de EH-08»... ¡Mil gracias, Ramón!

Ahora voy a informar a partir de una nota que encontré en la publicidad de publicaciones de INTEMAC, el reconocido centro de investigación y difusión del hormigón de ámbito internacional.

El problema no es exactamente la EH-08, sino que en marzo de 2010 entra en vigor EC-2, el eurocódigo como se sabe. Ni que decir tiene, EC-2 está para «unificar destinos en lo europeo», y -por supuesto- se va a cargar a la EH-08 -«La Breve»- al menos, en lo que pueda contradecirla.

Si arrancamos desde las «Normas de la Dirección General de Arquitectura para el cálculo y ejecución de las obras de hormigón armado» (Dº. de 22 de julio de 1941) hasta hoy, vemos que hay una inquietante «aceleración» en la publicación de «Nuevas Normas», que a nada que uno eche un vistazo retrospectivo, ve que lo «nuevo»,...no es tan «nuevo» ni mucho menos. Parece que el mundo de la ciencia del hormigón armado se ha apuntado subliminalmente al discutible mundo de la moda, y pretende aparentar una inquietud y renovación que ni mucho menos es tanta, y desde luego -las mínimas innovaciones que se aportan- dan para editar un cuadernillo de 20 páginas a lo sumo,... No -planamente NO- un «listín telefónico» lleno de blah, blahs (la misma vieja canción)... Eso sí, conservando las figuras de la EH-68... ¡sin comentarios!

Todavía me parece recordar el bombo y platillo que rodeó la publicación de la Norma para forjados, separada de la del hormigón,...puesto que la entidad, coste,...etc. de tales elementos merecían -desde luego- el tratarlos con el debido respeto y ¡por separado!,... Naturalmente (y yo, que entonces era memo, no sólo me lo creí, sino que aplaudía y me congratulaba de tan «sesuda» decisión de lógica aplastante...

Ya en el libro «Cálculo del hormigón armado por el método de los estados límite - 2001 - I. García-Badell (15 caps.) > 01. Prólogo p.7» avisa -tímida y correctísimamente- de su preocupación por el «baile loco este de las Normas» (la terminología es mía no del Profesor García-Badell, obviamente).

Miremos lo que dice José Calavera -hombre de ciencia, y nombre en la ciencia del hormigón- en: «Proyecto y cálculo de estructuras de hormigón armado para edificios. Tomo 2. -J.Calavera-1985. (27 caps+ 2 ajºs) 26. Método de los Estados Límites _ (+10) > 26.4. Acciones _ (+2) p.16» Párrafo (1): «En lo que sigue, se abandona circunstancialmente la terminología de 'EH-82' de: - directas - indirectas a veces poco clara y se adopta la del CEB» Queda claro que ya en 1985, el profesor Calavera se quejaba -educadamente y «sotovoce»- de la EH-82... calificando la terminología de a veces poco clara (sic)...

¡Ah!,..se me olvidaba la «durabilidad»... qué novedoso tema para constituir el eje del pensamiento en hormigón,... Pues bien, la «Instrucción para el proyecto y la ejecución de obras de hormigón en masa o armado 'EH-68' -1968-» Decreto 2987/1968, de 20 de septiembre (3 Partes, 2 Títulos, IX Capítulos, 57 Aº's, 5 Ajºs.) Parte 1ª. Articulado > Título I. De la realización de la obra _ (+) > Cap.III: Ejecución _ (+12) > Aº.22. Prevención y protección contra acciones físicas o químicas _ (+3) > Aº.22.2. Durabilidad del hormigón (P), ya lo considera perfectamente -como se puede constatar- y sin tanta «promoción» ni «novedad».

Para los que nos gusta el tema, y por razones profesionales tratamos edificación «antigua», con el obligado buceo en la normativa de la época, disfrutamos mucho con las «novedades» que se recogen en textos desde hace casi un siglo. Permítanme saltarme al problema de las flechas «recientemente» explicadas por el problema de las plantas bajas diáfanas que se vienen haciendo «últimamente»,... Pues bien, en «Prontuario para el empleo de viguetas de acero en la construcción de edificios. 4ª ed.Altos Hornos de Vizcaya, Bilbao. 1919 (10 caps.; 27 tbls.) > VI. Tabiques (P) p.9», ya se explicita el considerar la planta inferior diáfana,... Y estamos en 1919,... Sin comentarios. En fín, que «¡ustedes mismos!» -como diría el castizo- me parece que ¡ya está bien!... ¡Ya está bien!

 

Agradecido,

Eufe

 

P.D.: El lector asiduo, habrá notado que hoy no hemos tocado el tema de la «nefasta herencia del derecho romano»... ¡Naturalmente!

 

Respuesta:
De Javier 04/02/09 - España


Hola de nuevo:

 

Siguiendo con el tema de las erratas de la nueva EHE, comentaros que me he puesto en contacto con el departamento de publicaciones del ministerio de fomento, donde me han informado que la edición de la EHE que en estos momentos está a la venta no contempla las erratas publicadas en el BOE de finales de diciembre. Mediante e-mail me han informado que la edición que contemplará dichas erratas saldrá a la venta dentro de un mes aproximadamente.

Os lo comento para que los que aún no la hayáis adquirido, no lo hagáis todavía si no queréis «tirar» el dinero, que estamos en crisis.

 

Un saludo a todos,

Javier.

 

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ref. Est-01_23/01/09

SOBRE UN PROGRAMA DE CÁLCULO DE PANTALLAS

De Francesca - España


Hola a todos:

 

Estoy aprendiendo a manejar un nuevo programa de calculo de pantallas que se llama M-Sheet. Quisiera saber si alguien lo conoce para intercambiar opiniones y resolver dudas.

 

Muchas gracias, un saludo

Francesca

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-02_22/01/09

SOBRE EL EFECTO DEL POSTESADO

De Sawyeric - España


Hola a todos:

 

Soy estudiante de ingeniería y tengo una duda muy muy básica, pero que no logro entender: ¿Por qué el postesado induce en el hormigón compresiones excéntricas, si precisamente estoy traccionando los cables?

 

Gracias y disculpad la simpleza de la cuestión.

Sawyeric.

 

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Respuesta:
De Juan Carlos 25/02/09 - España


Hola:

 

Es excéntrica si el cable no actúa en en centro de gravedad de la sección. Si no es así estas introduciendo un momento: la fuerza de pretensado multiplicada por la distancia entre el punto donde aplicas la fuerza y el centro de gravedad.

 

Juan Carlos.

 

 

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ref. Est-01_22/01/09

SOBRE UN EDIFICIO PUENTE

De Rebeca - España


Hola a todos:

 

¡Hola a todos! Tengo que que realizar un edificio puente de una sola planta, entre los dos puntos de apoyo hay una luz de 30 m así que estoy planteando una cercha metálica de canto de forjado a forjado (6m). Qué perfil metálico me recomendáis? estoy probando con HEM 300 y con tubulares también de 300, pero las tensiones son demasiado altas. ¿Alguna sugerencia?

 

Gracias

Rebeca.

 

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Respuesta:
De María Castaño 27/01/09 - España


Hola:

 

A mí me extraña que una viga (aunque no sea de alma llena) de 6 metros de canto y 30 metros de luz no te cumpla con la gama HEB. No sé si has calculado los esfuerzos con ordenador pero podría haber pasado que no hayas modelizado la estructura correctamente. El cordón superior de la cercha está comprimido, y en principio está arriostrado a lo largo de toda su longitud por el forjado de la vivienda según te he entendido, si es así ese cordón no tiene problemas de estabilidad transversal y no debería salir muy grande su dimensionado, en el caso de que dicho cordón estuviera desplazado con respecto al plano del forjado tendrías que plantear la manera de arriostrar transversalmente dicho cordón, pues si no es así podrías no encontrar perfiles comerciales para dimensionarlo por problemas de estabilidad. En el caso de que hayas metido arriostramientos transversales en algunos puntos prueba a aumentar el número de puntos arriostrados transversalmente.

o,

MCC

 

 

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ref. Est-01_21/01/09

SOBRE LA TENSIÓN CRÍTICA DE ABOLLADURA

De Javier - España
Normativa: CTE


Hola a todos:

 

¿Cuál sería la tensión crítica de abolladura de una virola de chapa circular de espesor t, desarrollo L y altura h sometida a esfuerzos normales? ¿Se podría utilizar como aproximación la tensión crítica para chapas planas sometidas a esfuerzos normales?

 

Saludos y gracias

Javier.

 

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Respuesta:
De María Castaño 27/01/09 - España


Hola:

 

No se si voy a contestar a tu pregunta, remitiéndome a la tabla 5.3. del CTE-SB SE-ACERO, las secciones tubulares total o parcialmente comprimidas que cumplan:

1. d/t ≤ 50 x 235/Fyk se clasificarían de clase 1, es decir podrán llegar a alcanzar el momento plástico e incluso convertirse en rótulas sin que se produzca abollamiento en la chapa.

2. d/t ≤ 70 x 235/Fyk se clasificarían de clase 2, es decir podrán llegar a alcanzar el momento plástico sin que se produzca abollamiento en la chapa.

3. d/t ≤ 90 x 235/Fyk se clasificarían de clase 3, es decir podrán llegar a alcanzar el momento elástico sin que se produzca abollamiento en la chapa. d= diámetro exterior del tubo t= espesor de la chapa queconforma el tubo Kyk=límite elástico del tipo de acero del tubo. En el caso de que no estuvieras dentro de estos supuestos, tendrías una clase de sección 4, y el cálculo de la abolladura se complicaría bastante.

 

 

Un saludo,

MCC

 

 

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ref. Est-01_20/01/09

SOBRE LA TRANSFORMACIÓN DE CARGAS DINÁMICAS A ESTÁTICAS

De Antonio - España

  

Hola a todos:

 

 ¿Cómo puedo transformar una carga dinámica accidental en una carga estática (una bomba de calor de 8000 Kg cayó sobre una forjado desde unos 25 m de altura).

 

Gracias.

Antonio.

 

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Respuesta:
De Pedro 20/02/09 - España


Por lo general una carga dinámica puede «convertirse» en estática aplicándole un coeficiente de mayoración, que se suele denominar de «impacto». El valor de dicho coeficiente depende del tipo de carga dinámica, de la estructura, etc. Puedes ver algún ejemplo en la normativa de puentes para ferrocarriles (IAPF).

 

Un saludo,

Pedro.

 

Respuesta:
De Santiago Sols 20/02/09 - España


Hola Antonio:

 

Depende esencialmente de la configuración de los objeto impactantes: cuánta energía son capaces de absorber por deformación. Y de la superficie de impacto.

Es un problema de mecánica que precisa esos datos. Pueden ayudar ensayos (de impactos de vehículos o de ingeniería militar, por ejemplo) a los que asimilar el choque. Tendrás que saber también la deformación límite admisible para tu elemento estructural receptor del impacto Si el problema es como supongo legal o de previsión, un parangón corregido con las cargas horizontales en pilares que la CTE exige prever para impactos dinámicos recibidos de determinado tipo de vehículos y velocidad, puede servir.

 

Es todo lo que te puedo ayudar. Saludos,

Santi

 

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ref. Est-02_15/01/09

SOBRE LA UNIÓN ENTRE DOS HEB 550

De Iñaki - España

 

Hola a todos.  Muchas gracias por adelantado:

 

Estoy realizando el Proyecto de Fin de Carrera y sólo quiero haceros una pregunta rápida y sencilla (para vosotros seguro que lo es). Tengo que realizar la unión de dos dinteles de perfil HEB 550 mediante una soldadura. Lo llevo a cabo mediante una placa de testa rígida. ¿Hay algún límite en el espesor de dicha placa? Necesitaría colocar un espesor de 140 milímetros. ¿Es válido?

 

Un millón de gracias y que sepáis que da gusto encontrar en la red páginas como la vuestra. Seguid así.

Un saludo,

Iñaki.

 

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Respuesta:
De Jj 16/01/09 - España


Estimado Iñaki:

 

Respecto a tu consulta una placa de 140 mm de espesor es una barbaridad. No sé qué tipo de cálculo has realizado pero yo colocaría una placa de un espesor aproximadamente igual a dos o tres veces el ala del perfil (siempre y cuando sea para continuidad de la viga).

 

Un saludo,

Jj.

 

Respuesta:
De Luis 23/01/09 - España


Hola Iñaki:

 

Respecto a tu pregunta, hay unas tablas de soldadura de valores límite en función de los espesores a soldar. Creo que está entre 0,4 y 0,7 el espesor de la chapa más pequeña. De todas formas busca las tablas, creo que en la EA 95 y vienen y de una forma rápida conseguirás el espesor más idóneo.

 

Un saludo,

Luis.

 

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ref. Est-01_15/01/09

SOBRE EL DISEÑO DE UNA NAVE INDUSTRIAL

De Víctor Manuel Pérez - España

 

Hola a todos:

 

 Tengo que proyectar una nave industrial diáfana, es decir, sin pilares centrales en los pórticos. Después de realizar los cálculos pertinentes, con sobrecargas normales de nieve y viento, con cubierta, el resultado ha sido el siguiente:

- Anchura del pórtico= 17,00 m

- Numero pilares= 2 en las esquinas y 3 centrales, separados aproximadamente por 5,50 m de perfil HEB-120 los interiores y HEB-240 los exteriores.

- Cubierta simple a dos aguas, con HEB-240 CON INCLINACIÓN, la coronación de la nave se encuentra a 7,50 m y la luz libre es de 5 m.

- Además también me pide un IPE-140, en horizontal, pasando por la cabeza de todos los pilares.

 

Mi pregunta es la siguiente: ¿Cómo saldría el pórtico, en relación al tipo de perfil a colocar, si tuviera que eliminar los pilares centrales? es decir, necesito un pórtico de 17 m de ancho, con 5 m de luz libre a dos aguas, con altura central a 7,5 m maximo, sin pilares centrales en ninguna dirección (ni en la del pórtico ni en a perpendicular).

 

Gracias, un saludo a todos.

Victor Manuel.

 

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Respuesta:
De Jj 16/01/09 - España


Estimado Víctor Manuel:

 

Si remitieras un croquis se entendería mejor (creo que hay alguna contradicción pues comentas de una nave diáfana y luego hablas de pilares centrales). Lo que sí que te recomiendo es disponer como dintel un perfil IPE como dintel en lugar de un HEB (reducirás el peso considerablemente).

Si necesitas más apoyo puedes contactar conmigo: juanjosejdcyf@yahoo.es, y así podríamos ver el problema más detenidamente.

 

Un saludo:

Juan José.

 

 

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ref. Est-01_14/01/09

SOBRE MACIZADOS Y LA PROHIBICIÓN DE ROMPER BOVEDILLAS EN FORJADOS

De Alberto - España
Normativa: EFHE

 

Hola a todos:

 

 En un forjado unidireccional de vigueta pretensada he recibido las siguientes instrucciones:

He de iniciar el reparto de viguetas junto al primer zuncho que delimita el paño, seguir colocando según mi intereje, y al llegar al zuncho del otro extremo macizar la distancia que me quede y armar con el mismo hierro del zuncho. No se me permite terminar rompiendo bovedilla y así ajustar la diferencia entre intereje x n y la dimensión real del paño. El resultado son macizados de hasta 60 cm de ancho en toda la luz del paño, resultando un incremento de cuantías de hormigón y acero muy difíciles de asumir.

¿La solución de romper bovedilla esta prohibida explícitamente en algún punto de alguna normativa? ¿Su solución está indicada explícitamente en algún punto de alguna normativa? ¿Se os ocurre alguna solución intermedia que pudiera respetar su concepto y que no fuera tan lesiva para mí?

 

Gracias,

Alberto.

 

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Respuesta:
De Eufe 19/01/09 - España


Hola, Alberto. Hola a todos:

 

Ciertamente el replanteo real de un paño de forjado debe comenzar y terminar con un nervio (vigueta) para poder apoyar el bloque aligerante (por confusión llamado también «bovedilla» [1]). El replanteo se hace eligiendo los bloques aligerantes -caso de cerámica- más oscuros (más cocidos) que se colocan «escantillando» los correspondientes interejes, puesto que son los «mayores». Posteriormente se dispondrán los bloques que completen el entrevigado, con la garantía implícita de que el «resto» de bloques siempre entrará sin problemas entre los nervios así replanteados. Ahora bien, dado que es probable que esta solución no sea un número entero (anillo Z de los números enteros), se debe absorber la irregularidad hacia el centro del paño. Soluciones para absorber esta banda de ancho menor que el intereje hay varias y se puede 'jugar' con doble viguetas, rasillones, o cualquier alternativa que permita poder verter luego el hormigón de la losa superior sin que se escape.

Naturalmente se puede romper un bloque de entrevigado, del mismo modo que se puede hacer con otras piezas cerámicas. Y de hecho la normativa de seguridad actual obliga a una tablazón continua para evitar accidentes. A partir de ciertas luces de forjado, incluso se recomienda la disposición de un nervio de enzoquetado (ver J. Calavera). En todo caso hay que tener siempre presente al maestro José Luis de Miguel, y, saber que el añadir volumen de hormigón a un forjado en las «regularizaciones», «macizados», etc. supone automáticamente un indeseable aumento de peso propio que casi nunca es contabilizado en cálculo, con las consecuencias imaginables. Obviamente, los «macizados» son obligados por la Norma, y, los «ajustes» de replanteo para un número entero de bloques aligerantes obligan a añadir hormigón al paño. Como es sabido, los bloques se tapan en sus extremos aledaños a vigas para evitar la entrada innecesaria de hormigón. Pero, añadir más hormigón por mor de «idear» disposiciones «novedosas» en vez de estudiar construcción y estructuras debidamente, es simplemente una necedad, y -presumiblemente- viene indicada o recomendada por alguien que no sabe de lo que está hablando.

Respecto a la Normativa, la EFHE no prohíbe en ningún caso el «corte» del bloque de entrevigado, siempre y cuando -obviamente- estemos considerándolo no colaborante, ver «Instrucción para el proyecto y la ejecución de forjados unidireccionales de hormigón estructural realizados con elementos prefabricados, EFHE» (7 capítulos, 36 artículos, 6 anejos) > Capítulo III. Propiedades tecnológicas de los materiales (5 artículos, de 9 a 13) > Artículo 11 Piezas de entrevigado (11.1, 11.2, 11.3)

En fin, Alberto, desconozco que titulación tenéis ni tú, ni la del «consejero» que te ha dicho semejante sandez constructiva como la que nos expones te pretenden obligar. En todo caso, espero que te ayude lo expuesto. Por otro lado recomiéndale al 'consejero' que se vaya poniendo a estudiar algo de iniciación a forjados unidireccionales porque seguro que aprenderá muchísimo.

 

Agradecido,

Eufe.

 

 

[1] Bovedilla -en construcción- toma el nombre de la forma con la que se resolvía con una o mas 'roscas' de rasilla el tramo entre nervios o viguetas (especialmente metálicas). Esta solución en arco -bóvedas pequeñas- daba el nombre preciso de bovedilla. La cara inferior del forjado quedaba -pues- con las acanaladuras citadas. Cuando se quiere una cara plana como terminación inferior lo que se dispone es bloque aligerante.

 

Nueva consulta:
De Javier 26/01/09 - España


Hola Eufe:

 

Relacionado con la cuestión que te planteaba Alberto y que, a mi entender, has expuesto magníficamente; quisiera me informaras en qué normativa concreta de seguridad se prescribe el empleo de entablados continuos para el encofrado de forjados.

 

Muchas gracias,

Javier.

 

Nueva consulta:
De Eufe 28/01/09 - España


Hola, Javier Hola a todos:

 

Gracias por tu comentario, el tema de forjados es amplísimo, sólo dí «cuatro consejos básicos». En efecto, no señalé la Norma que recoje lo de «entablado continuo», la verdad es que padezco de «indigestión normativa» y me puse a mirar CTE, sin encontrarlo (no digo que no venga...) pero mirando en mi base de datos me aparece el RDº. 1627/1997, anexo IV. Mirando allí, no pone taxativamente «entablado continuo» ni nada análogo. Lo que sí pone es que hay que evitar caídas con el medio que sea. Ahora bien, dado que lo he oído a varios profesionales «de pasada», creo que aquí se mezclan dos temas:

1. Lo que dice el RD.

2. Las soluciones comerciales y nuevos modelos simplificados de encofrados continuos.

De esta mezcla, creo, sale lo del «entablado continuo», que es solución comercial válida y cumple el RD. Así pues, se ha producido una «simbiosis» normativa-comercial que lleva a la muletilla de «entablado continuo»,...con lo cual me excuso pues lo expresé como obligatorio cuando debe decir «la solución más extendida que cumple Normativa». Mil gracias por la cuestión, porque no lo tenía tan claro como creía,... ¡Suele pasarme!

 

Agradecido,

Eufe

 

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ref. Est-02_13/01/09

SOBRE EL USO DE BARRAS DE DIÁMETRO 25

De Bonardi - España
 

Hola a todos:

 

 ¿Hay algún inconveniente en utilizar Ø25 en armado a negativos en un reticular? Tengo un forjado 40+8 nervio 14 recuperable, con una sobrecarga de uso de 8 kN/m2 con luces mínimas de 6,5 m y algún ábaco me sale con bastantes esfuerzos. Estoy utilizando un 2Ø10 por casetón de armadura de montaje en el ábaco, pero no los he tenido en cuenta en el cálculo. Se trata de mi PFC.

 

Gracias. Un saludo,

Bonardi.

 

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Respuesta:
De Santiago Sols 21/02/09 - España


Hola, Bonardi:

 

Los Ø25 concentran más los esfuerzos y requieren algo más de atención, pero no hay ningún inconveniente teórico.

Las precauciones a tener en cuenta son de orden práctico: dar indicaciones en planos (va bien escuchar a colocadores de hormigón, y montadores y colocadores de armaduras, para que no sean papel mojado) a fin de que no se multipliquen innecesariamente los niveles de armaduras con la consiguiente pérdida de canto útil, que es mayor con diámetros grandes. También importa prever que Ø25 y Ø20 no se pueden doblar «ni obligar un poco») en obra como los diámetros más pequeños y hay que dar indicaciones muy claras para los montadores de taller. Cuidar el lugar y disposición de los solapes, que no estorben. Y ojo a las esperas de pilares, que las juntan en un muñón -que es articulación- en cuanto te descuidas. No todas las barras de una viga plana han de pasar por dentro del pilar. Vale más que se pueda hormigonar bien el nudo y no se desplace a la armadura del pilar para pasar otras. Pero en fin, en un forjado como el tuyo, es lógico utilizar Ø25. Ten cuidado de que los recubrimientos supuestos por el programa, o por ti, no sean apreciablemente menores que en la realidad

 

Cordialmente,

Santi.

 

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ref. Est-01_13/01/09

SOBRE LOS DATOS PARA UN PROYECTO HIPOTÉTICO EN MANHATTAN

De María Luciana - Argentina
 

Hola a todos:

 

 Estoy realizando el calculo de la estructura (específicamente de las fundaciones) para una torre ubicada en Manhattan, Battery Park. En realidad es un proyecto hipotético para mi tesis de grado de la carrera de arquitectura y ya no sé donde buscar datos del suelo de esa zona (tensión admisible del suelo y tipo de suelo), coeficiente sísmico, velocidad del viento. Agradecería si alguien tiene datos para aportarme ya sea específicos o en alguna página.

 

Nuevamente muchas gracias

María Luciana.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_10/01/09

SOBRE LA LONGITUD DE ANCLAJE A CONSIDERAR EN ARMADURAS DE MONTAJE

De Ramón - España
 

Estimados amigos, mi consulta es la siguiente:

 

 No tengo muy claro realmente los diferentes programas que usamos de calculo como se considera la longitud de anclaje en armaduras de montaje y su relación con lo que dice la normativa. Creo que en algun caso no esta muy de acuerdo. Mi pregunta en concreto es la siguiente: ¿Cómo trata esta longitud de anclaje las diferentes normativas y como lo hacen los programas de mas difusión en España? Creo que el Eurocódigo difiere algo de la EHE.

 

 

Gracias por todo,

Ramón.

 

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Respuesta:
De Eufe 17/01/09 - España


Hola, Ramón. Hola a todos:

 

En primer lugar debemos ser muy cautos con las aplicaciones comerciales de cálculo de estructuras, especialmente tras leer detenidamente las condiciones de uso que establece la empresa y el alcance de sus responsabilidades... ¡Ninguna!

Naturalmente, los profesionales que se dedican a desarrollar este tipo de aplicaciones, y, especialmente los de «atención al cliente» están curado de espanto de las preguntas y/o cuestiones que le plantean los usuarios en múltiples casos. Quiero decir que cualquier duda que pueda suscitar una «salida de datos» es mejor chequearla a mano. Si recordamos el magnífico libro «Aforismos estructurales» 1998 - Javier Rui-Wamba - 7. Aforismo séptimo p.133 «No se debe calcular una estructura que no se sepa dibujar. No se deben utilizar fórmulas cuyo significado físico se desconoce. No se debe dimensionar con ordenador una estructura que no se sepa calcular manualmente.» la cosa queda clara.

Por otro lado, tu cuestión se aclarará -espero- en varias aproximaciones, veamos:

1º Las armaduras que estamos considerando son «pasivas». Esto significa que la armadura trabajará sí y sólo si, cuando y sólo cuando se deforme.

2º Las armaduras de una sección de hormigón -supongamos las de tracción- tienen la obligación única -en términos de área- de satisfacer en cuantía el equilibrio de la sección (y el umbral de armadura mínima por rotura frágil, naturalmente)

3º. La distinción puramente convencional de armadura de montaje y de refuerzo obedece a una cuestión constructiva a nivel de pieza (que no de sección), De hecho la armadura de montaje es el término abreviado para decir «armadura de montaje de cercos y estribos, refuerzos, armadura de piel y base de la «jaula» de ferralla, a fin de poderla manejar, desplazar, izar, etc. -en su caso- como un único elemento» (o algo muy parecido, si supiera redactar).

4º. La toma de decisiones para generar correctamente las planillas de armado, y más concretamente «las armaduras de montaje» es desafortunadamente un tema muy descuidado incluso por publicaciones muy reconocidas de hormigón armado. No voy a citar ejemplos, pero sí avisar sobre lo sorprendente que resultan la mayoría de los «ejemplos» de planillas de armado publicadas. Por tanto, el tratamiento del problema de anclaje -problema tridimensional siempre- es independiente de la apreciación convencional de llamarla de montaje o de refuerzo. Dicho de otro modo, una armadura pasiva no es «consciente' de si es de montaje o de refuerzo. Trabajará sólo si se deforma y puede generar tensión, porque «antes» (de la sección de estudio) ha podido «cosechar» suficiente «τb» para tener la certeza de poder escribir que U = As . «sigma» (capacidad mecánica = área de acero x tensión del acero causada por la deformación) Precisamente el «anclaje» es el estudio de la «cosecha de τb».

Sólo conozco la normativa española, pero teniendo claro qué es lo que se pretende, imagino que se podrá seguir el tema en cualquier otra normativa, puesto que sólo restará ver qué valores y qué formulación, manejan para cada caso las diferentes normas. Desafortunadamente, en las publicaciones se «asume» que si son de estructuras, no necesariamente cubren «construcción» y viceversa... Es la limitación mental y manía histórica en la que nos metieron culturalmente los romanos (a través de su plúmbeo derecho) en la vana pretensión -totalmente acientífica- de que todo debe estar cuidadosamente «etiquetado», «ordenado», «separado», etc. Naturalmente, la física -única ciencia respetable por su encomiable nivel de autocrítica feroz y muy por delante del resto- se mueve desde hace décadas apuntando a «teorías del todo», «teorías de unificación», etc. Para salubridad mental, y para mejorar nuestro entendimiento de las cosas, no hay nada más recomendable que tratar de eliminar la mentalidad de «derecho romano», «etiquetado», «clasificación», etc. que atenta frontalmente contra la realidad de nuestras redes neuronales, y reconocimiento de las mismas para poder avanzar en nuestra compresión de la realidad física. Perdón por la digresión, pero cuando detecto problemas arrastrados por nuestra «herencia cultural romana» de «derecho», «clasificación», etc. no puedo por menos que advertir del peligro para la salud mental. Obviamente no tengo nada sobre otros aspectos culturales romanos, especialmente en obra civil y edificación en los que sí -contrastablemente- dejaron ejemplos imperecederos admirables.

 

 

Agradecido,

Eufe

 

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ref. Est-01_09/01/09

SOBRE LA RIGIDEZ DE UNA UNIÓN MEDIANTE DOS PLACAS DE ANCLAJE

De Juan Jesús Lara - España
 

Hola a todos:

 

Aunque no tengo mucho tiempo para contestar sí que de vez en cuando paso por el foro y le echo un vistazo a vuestros comentarios. ¡Bueno al grano! Estoy recalculando una estructura metálica de una nave a dos aguas para intentar legalizarla, con pórticos simétricos de ¡45 m DE LUZ!, equidistantes entre sí 10 m. Utilizó la antigua normativa AE-88, EA-95, EHE-98 porque el C.T.E. te deja hacerlo cuando justifiques una serie de pautas además de asegurar que se hizo acorde a las mismas. Bueno mi problema está en la tipología de unión del pilar con las zapatas en los pórticos centrales, ya que utilizaron «dos» placas de anclaje unidas mediante tornillería de alta resistencia, os adjunto una foto para que le echéis un vistazo. Mi duda es la siguiente, qué opináis ¿que es una articulación y permite el giro en todos los ejes? Es que nunca he visto una unión así y ando un poco perdido. Si fuera así la estructura me cumple sin problema porque es en esta unión dónde se produce la mayor tensión.

 

Nudo. Foto 1

 

Nudo. Foto 2

 

 

Bueno gracias y ¡espero vuestras respuestas!

Un saludo,

Juan Jesús Lara Cruz, Almería

 

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Respuesta:
De Jj 12/01/09 - España


Estimado Juan Jesús:

 

En primer lugar feliz año nuevo a todos. Respecto a las fotos que has adjuntado comentar lo siguiente:

 

1) Al estar incluidos los pernos entre las dos alas del perfil se considera una articulación. Ahora bien, habría que calcular si dichos pernos son capaces de absorber el cortante en la base o si habría que añadir un perfil de cortante.

2) La placa inferior no actúa como placa base, sino que su misión es de plantilla para facilitar el replanteo de los pernos en la ejecución de la cimentación (al ir la placa soldada al pilar y atornillada en obra deben quedar correctamente posicionados y alineados).

3) La base tiene un defecto de ejecución: una vez posicionado y aplomado el pilar debería haberse realizado un cajeado perimetral y hormigonado de manera que la base asentara sobre hormigón (éste es un defecto usual en este tipo de apoyos ya que esta labor corresponde por lo general al contratista de obra civil y no al estructurista). Así pues te recomiendo ejecutar dicho apoyo ya que puede producirse una falla de los pernos por cortante + flector (y no por cortante únicamente como deben estar calculados dichos pernos).

4) Respecto a lo que comentas de que en esta unión es la zona donde se produce la mayor tensión imagino que te referirás en el caso de que se considere un empotramiento. Cuando las bases están articuladas la mayor tensión se produce en el hombro (unión dintel-pilar). Ésta es la razón principal por lo que se ejecutan este tipo de estructuras articuladas en la base: para no transmitir momentos en la base y reducir considerablemente la cimentación, aunque a cambio de un mayor peso de estructura metálica.

5) En este tipo de estructuras has de tener en cuenta otras consideraciones tales como: abolladura del alma en las secciones de mayor canto, pandeo lateral en la zona del dintel más próxima al hombro (disposición de tornapuntas), cálculo de todas y cada una de las uniones atornilladas, etc). Una de las principales comprobaciones a realizar es la de flecha debido a las luces existentes.

 

Espero te sirva de ayuda. Para aclaraciones adicionales no dudes en ponerte en contacto conmigo.

 

Un saludo,,

Jj.

 

Respuesta:
De María Castaño 12/01/09 - España


La unión, en este caso atornillada, está ejecutada dentro de los dos tercios del canto de la sección del soporte por lo que tenemos una articulación, es decir, una unión donde sólo vamos a poder transmitir cortante y no vamos a transmitir momento My (según ejes locales de la sección). Con respecto al eje local z los tornillos se encuentran fuera del ámbito de los dos tercios por lo que el Mz según este criterio sí que se transmitiría.

Por otra parte la chapa soldada a la base del soporte no está en contacto con la cimentación y son los tornillos los que transmiten directamente los esfuerzos a la misma, éstos carecen de la suficiente rigidez a flexión para poder transmitir momento en cualquiera de las dos direcciones. Ojo porque los taladros hechos en la chapa soldada al pilar están muy cerca del borde lateral y creo que dicha distancia no cumpliría. Las cargas gravitatorias según la unión expuesta se transmiten del pilar a los tornillos y de los tornillos a la cimentación, serían los tornillos los encargados de realizar la transmisión.

 

MCC.

 

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ref. Est-02_05/01/09

SOBRE LA PUBLICACIÓN DE LAS ERRATAS DE LA EHE 2008

De «De Mecánica» - España
 

Hola a todos:

 

Aprovechamos para comentar que se han publicado las erratas a la EHE 2008, que podéis consultar en:

 

R.D.1247-2008_EHE-08_CORRECCION.pdf

 

Saludos,

gestodedios, «De Mecánica»

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_05/01/09

SOBRE TABLAS DE COEFICIENTES DE PANDEO

De José Ramón Dapena - España
 

Hola a todos:

 

Quisiera encontrar la tabla de coeficientes de pandeo a compresión para perfiles metálicos de S275 JR

 

Gracias,

José Ramón Dapena.

 

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Respuesta:
De Jj 07/01/09 - España


Estimado José Ramón:

En primer lugar desear a todos feliz año nuevo. Espero (y deseo) podamos «construir» un mundo mejor para esta nueva época.

Respecto a tu pregunta se encuentran en el CTE-Documento Básico SE-A Acero, tabla 6.3 (página 37). Si tienes un problema en concreto plantéalo y así podremos resolverlo más fácilmente.

 

Un saludo,

Jj.

 

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ref. Est-01_04/01/09

SOBRE UNOS GARAJES INUNDADOS Y SU AFECCIÓN A LA ESTRUCTURA

De Julia - España
 

Hola a todos:

 

Me llamo Julio y estoy muy preocupada por la situación en que nos encontramos en estos momentos en la finca en la que vivimos pues desde hace dos años tenemos los supuestos garajes (los llamo así porque están habilitados para ello...) los tenemos inundados por miles de litros de agua ya que cogen parcela de cuatro edificios. Ninguna constructora se hace cargo de ello por vaciarnos el agua y la humedad empieza a notarse en los bajos de la finca (todas ellas de cinco pisos de altura).

Mi pregunta es: ¿cómo puede afectar a la estructura el tener tanta cantidad de agua bajo ella?

Os agradecería una respuesta ya que no sé por donde agarrarme para que nos hagan caso.

 

Gracias,

Julia.

 

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Respuesta:
De Eufe 15/01/09 - España


Hola, Julia Hola a todos:

 

Llama la atención un problema de esta índole, ya que involucra demasiadas cuestiones. Dejando aparte, de momento, los aspectos legales, responsabilidades, seguros, actuaciones de la Comunidad de Propietarios, etc... que vienen siendo tangenciales en el ámbito de «De Mecánica»;, vamos al tema estructural y geotécnico. El CTE, prevé la cuestión de inundaciones en DB-SE-C Seguridad estructural Cimientos. 1ª ed. 2006. ( 9 secciones+ 7 anejos) > 4. Cimentaciones directas _ (+6) > 4.5. Condiciones constructivas _ (+3) > 4.5.1. Zapatas _ (+4) > 4.5.1.3. Excavaciones _ (+8) > 4.5.1.3.8. Precauciones contra la inundación (1P).

En todo caso, en geotecnia, la presencia de aguas libres en el suelo es muy dañina para una cimentación, puesto que el agua (especialmente en movimiento) produce el arrastre de «finos» del suelo (supuesto convencional, mezcla de arena y arcilla), disminuyendo su compacidad, cohesión, etc, y, por tanto, su «capacidad portante». Quiere decirse, que el primer efecto teórico es el asiento (descenso) parcial o total de la cimentación, con el subsiguiente riesgo de roturas más o menos generalizadas de las conexiones con el saneamiento, lo que realimenta el problema y crea problemas obvios de salubridad.

No son descartables -pero hay que estudiarlo a partir de datos geotécnicos- problemas de sifonamiento y colapsabilidad (terrenos metaestables).

Otro problema presumible es la aparición de subpresiones sobre los elementos que estén bajo el agua, que afecta principalmente a elementos planos como son las soleras, fosos de ascensor, etc. El edificio se convierte en «un barco» y la presión del agua -por analogía- trata de hacerlo «flotar».

Por otro lado, el que haya agua, sin conocer su procedencia, ni su composición, puede que esta contenga disueltas sustancias agresivas para el hormigón. Sólo un análisis de laboratorio puede determinar su potencial agresividad. De todas formas, la presencia de agua en sí, compromete la durabilidad del hormigón puesto que cualquier fisura o microfisura, especialmente si el hormigón no es compacto (sin coqueras, ni microconductos dejados por el agua de la masa al fraguar) hará que el agua llegue a las armaduras. Cabe intuir que el hormigón no es especialmente compacto, puesto que nos citas que la humedad está alcanzando la planta baja en zonas, lo que son fenómenos de capilaridad. La situación más delicada de oxidación se produce en la zona donde haya ciclos seco-mojado, activando el fenómeno de oxidación de armaduras lo que lleva a la destrucción del hormigón armado,... más tarde o más temprano.

Naturalmente, lo expuesto es una visión tan genérica como superficial de la cuestión, y , no pretende servir de «agarradera» para que inicies actuaciones de ninguna índole. De momento, lo operativo es achicar toda el agua que se pueda con bombas, a fin de evitar o delimitar, cuando menos, los daños. En mi «molesta» opinión hay que tomar una decisión conjunta a través de la Comunidad de Propietarios con la firma del Presidente y hacerse con la asesoría de un especialista en patología estructural, incluida geotecnia, por un lado, y un abogado especializado en reclamaciones de esta índole, que os estudie un tema de tal envergadura y pueda proporcionaros las dos «herramientas» -dictamen y peritaje- dentro de una reclamación, que es la única «carta legal» que podéis «jugar» para solventar el problema que nos citas. Acorde a la vigente LOE, la estrategia legal es la determinación de responsabilidades de los teóricos ocho agentes involucrados en la edificación, lo que canalizará vuestro abogado con la asesoría del especialista en patología.

 

 

Agradecido,

Eufe

 

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ref. Est-01_02/01/09

SOBRE LA CREACIÓN DE UNA JUNTA DE DILATACIÓN ENTRE DOS CIMENTACIONES CONTIGUAS

De Luis - España
Normativa: CTE

 

Hola a todos:

 

¿Cuál es vuestra opinión para poder crear una junta de dilatación entre una zanja de hormigón y una zanja de un muro de tapial, ambas completamente contiguas? ¿Es viable esta intervención, o no tiene lógica? Según una sentencia judicial, ambas cimentaciones deben separarse. Pero constructivamente no sé cómo se realizaría tal intervención sin que pueda llegar a ser peor el remedio que la enfermedad.

 

Muchas gracias por todo.

Luis.

 

 

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Respuesta:
De Eufe 20/01/09 - España


Hola, Luis Hola a todos

 

¡Mmmmh! Encontramos aquí otro ejemplo de lo que comentaba hace poco,... Concretamente la «herencia romana del derecho» y su miope visión de la realidad física a la que vamos a ver cómo la aclaramos mejor. Voy a hacerlo en sucesivas aproximaciones para su mejor seguimiento:

 

1º Hablar de junta de dilatación bajo tierra (elemento enterrado) no tiene sentido físico puesto que bajo tierra la temperatura permanece casi-constante y por ende no produce dilataciones ni contracciones. Es bien conocido el ejemplo de las cavas de vinos que están a temperatura constante todo el año o las famosas cuevas del Sacromonte que se sabe «fresquitas» en verano y «calentitas» en invierno.

2º Sí es cierto que existen otro tipo de juntas, como las de construcción, de asiento, etc. Y también es cierto que una junta puede desempeñar más de una función sin problema si está bien pensado su diseño y ejecución.

3º En cimentaciones colindantes, el profano puede «imaginar» que se trata de cosas absolutamente distintas e irrelacionables. Laa realidad física es muy otra, puesto que los bulbos de tensiones que se generan bajo el cimiento se ensanchan a medida que se gana profundidad y vuelven a encogerse hasta desaparecer a una profundidad que precisamente se usa en los geotécnicos para saber el número de capas de terreno involucradas en los asientos.

4º Como «curiosidad» física, real y constatable, los bulbos de presiones descritos tienen ciertas «propiedades» que no sólo sorprenderían a un sesudo leguleyo romano, sino que dos mil años más tarde siguen sorprendiendo a cualquier descuidado heredero de tan nocivo pensamiento. Por ejemplo, los bulbos son miscibles y sus efectos son ejemplo del conocido principio de superposición (perdón, conocido en el mundo de la física, que quede claro). Además, estos bulbos no «respetan» las lindes, alineaciones, escrituras, ni nada de eso (obviamente estamos en el mundo real... ¡Bienvenidos!)

5º Ciertamente, si la zarpa de hormigón se ha hormigonado contra la zarpa de tapial sin colocar algún elemento separador (simple papel de saco de cemento, por ejemplo) es cierto que se han producido fenómenos de ingranación inicialmente (superficies rugosas en contacto), con lo que físicamente la nueva cimentación -entrada en carga- bien puede desplazar a la contigua de adobe por rozamiento.

6º Ahora bien cuando el hormigón haya secado completamente, se habrá producido cierta retracción por simple pérdida de agua de amasado, con lo que presumiblemente el hormigón -ya seco- se haya retirado' mínimamente de su antigo 'frente de contacto', reduciéndolo.

7º Ahora bien, se haya retirado o no físicamente el hormigón la acción del bulbo de presiones sigue actuando «sumando» sobre la cimentación antigua induciéndole asientos.

8º Obviamente se puede actuar físicamente -por ejemplo con una sierra de disco de diamante- y separar (por corte) ambas cimentaciones, con lo que nuestro amigo de «sólida formación romana» quedará encantado. Pero ningún conocedor de la física en sus facetas de geotecnia, estructuras, etcétera, por ejemplo, se quedará con la duda de los asientos inducidos.

 

Como se ve si uno quiere entretenerse y aprender sin trabas mentales, no hay nada como tratar de zafarse de nuestra pesadísima «herencia cultural del derecho romano». Espero que se hayan divertido leyendo -al menos- lo mismo que yo contestando.

 

 

Agradecido,

Eufe

 

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