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FORO ESTRUCTURAS

CONSULTAS ESTRUCTURAS FEBRERO-MARZO 2009

ref. Est-01_27/03/09

SOBRE UN FORJADO CON CEMENTO ALUMINOSO

De Gloria - España


Hola, tengo una casita entre medianeras, de 3 forjados + el forjado inclinado. El color de las viguetas (pretensadas) era un poco oscuro y realizamos ensayos, dando cemento aluminoso únicamente en el forjado de planta baja y el de planta primera.

Substituir estos dos forjados sería como último recurso, ya que implica un trabajo muy laborioso. ¿Es suficiente añadir una vigueta metálica debajo de cada vigueta de hormigón? ¿Qué otra solución podría adoptar? Tengo altura suficiente en las dos plantas, no tengo muros de carga, sino estructura de hormigón y pilares.

 

Muchas gracias,

Gloria.

 

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 Juan de Quesada 01/04/09 - España


Hola, Gloria, y a tutti:

 

El tema de la aluminosis ha vertido mucha tinta, así que si te quieres ilustrar sobre el tema seguro que hay más de una referencia en la red. De forma muy simple te diré que para ejercer la medicina hay que ser médico titulado, pero para ejercer la edificación cualquier castroja está legalmente autorizado, y así pasó, y sigue pasando, que hay tanta chapuza constructiva.

Para cuando en España empezaron a comercializarse viguetas de hormigón con cemento de alúmina, ya hacía muchos años que los estudiosos del cemento conocían, y habían publicado libros de texto hablando del problema de la aluminosis, por tanto, no era una enfermedad ignorada. El fenómeno se presenta solo si las condiciones ambientales le son favorables, cuestión de temperatura y grado de humedad, que puede llevar a la transformación de los compuestos que se formaron en la hidratación del cemento a otros inestables y porosos.

Si habéis detectado cemento de alúmina en dos de los forjados, me extraña que los restantes tengan viguetas de otro tipo de cemento. El fenómeno es como el cáncer, una vez empieza.... Preguntas si una vigueta de apeo bajo cada una de las existentes sería suficiente, pues bien, si las colocáis de modo que cada bovedilla apoye sobre las alas de cada nueva vigueta metálica, y cada nueva vigueta descarga en los muros, la cosa debería funcionar sin duda, pero las alas de cada nueva vigueta deberá ser lo suficientemente ancha como para asegurar el apoyo de las bovedillas. Para asegurar el contacto y evitar corrosiones futuras en las alas superiores de las viguetas metálicas habrá que interponer un material inerte a las reacciones de degradación del cemento aluminoso, y además contraflechar el forjado previamente a la colocación de las nuevas viguetas para que éstas entren en carga al desapuntalar. Para contraflechar hay que controlar las deformaciones mediante comparadores convenientemente dispuestos, de modo inverso a como se hace una prueba de carga. Esto lo puede hacer un laboratorio de ensayos de la construcción, pero los trabajos los ha de dirigir un experto, no el primer mileurista con contrato basura, tan de moda en los temas de calidad.

Para acabar, el cálculo de las nuevas viguetas debe enfocarse sin la colaboración de las existentes, y teniendo en cuenta que la perfilería metálica presentará más deformación que las de hormigón pretensado.

 

Saludos,

Juan de Quesada.

 

Respuesta:
De María Castaño 07/04/09 - España


Hola:

 

La administración de la Comunidad Valenciana a través del IVE y el COACV tiene una bolsa de arquitectos inspectores que realizan un informe preliminar de la estructura del edificio, en dicho informe (gratuito para los edificios de la CV) se resuelve qué medidas se han de adoptar. Hay forjados de cemento aluminoso que no han sufrido problemas de humedad y que funcionan perfectamente por lo que es fundamental que en las zonas húmedas no haya fugas (baños, cocinas, cubiertas). En muchas de las rehabilitaciones con esta patología sólo se refuerzan las viguetas en mal estado y lo normal es que estas viguetas se encuentren en las zonas húmedas, que a su vez suelen tener una conservación deficiente. No todas las viguetas de cemento aluminoso se han de reforzar, sólo las dañadas, la valoración del daño se realiza con el informe preliminar. En bastantes casos, se han encontrado edificios con forjados de los dos tipos (aluminosos y no aluminosos), hablamos del boom inmobiliario de los años 60 y había que sacar las viguetas de debajo de las piedras.

No sé en qué zona geográfica te encuentras, pero si estás en la CV, contacta con la Conselleria y previa solicitud te harán un informe previo y gratuito, también la administración ofrece ayudas económicas en estos casos siempre y cuando se haya solicitado el informe.

Las zonas geográficas mas afectadas por esta patología son Cataluña y Comunidad Valenciana.

 

Un saludo,

MCC.

 

 

Aclaraciones:
De Ignacio 07/04/09 - España


Hola compañer@s:

 

Juan de Quesada, das una buena aclaración a nuestra compañera Gloria, pero te importaría decir a qué te refieres con lo que comentas en el último párrafo, lo cito a continuación:

«Para acabar, el cálculo de las nuevas viguetas debe enfocarse sin la colaboración de las existentes, y teniendo en cuenta que la perfilería metálica presentará más deformación que las de hormigón pretensado.»

¿Te refieres acaso a que no debe tenerse en cuenta el peso de las vigas existentes sobre las nuevas metálicas?

 

Un saludo,

Ignacio.

 

 

Aclaraciones:
De Ignacio 07/04/09 - España


Hola a to quisqui:

 

Referente a mi respuesta de fecha 01/04/09, el último párrafo decía textualmente: «el cálculo de las nuevas viguetas debe enfocarse sin la colaboración de las existentes», o lo que es lo mismo pero dicho de otro modo: las viguetas de acero a colocar bajo las existentes con aluminosis, o con alta probabilidad de desarrollarla en el futuro si se dan las condiciones pertinentes, se calcularán para que soporten toda la carga ellas solas, o sea, sin contar con la colaboración mecánica de las existentes, pero naturalmente sí con su peso, porque si están en proceso de degradación sería absurdo confiarles esfuerzos para los que podrían en el futuro no asumir.

Para más aclaraciones: poner el cebo «aluminosis» y ya verás todo lo que Google te pesca.

En Cataluña, perdón Sr. Carod, quise decir Catalunya, están muy enterados del tema, y hay mucha propaganda de sistemas para remediar el problema, a condición de poder colgar un falso techo para tapar la estructura nueva de refuerzo. En cuanto al fenómeno de las causas de la degradación del hormigón con cemento de alúmina ya el anciano texto de un tal CZERNIN (la química del cemento) dejaba bien claro las transformaciones de unos compuestos a otros inestables cuando las condiciones de temperatura y humedad eran las propicias, y dicho fenómeno se conocía, creo recordar, por allá de la década de los 30. También creo recordar venía en el texto del profesor ORÚS : «Materiales de Construcción».

Pero del mismo modo que en Chile y en Japón los edificios no se caen por los terremotos y en Italia sí, en España se hicieron viguetas con un cemento inadecuado porque el sacrosanto oficio ha estado en manos de ignorantes, y actualmente además ladrones, y más chorizos cuanto más importante es el grupo bancario que los maneja. Si a esto sumamos ferrallas, que no tienen ni pajolera idea de ligar las armaduras con tenacillas, y subsubcontratados que no saben para qué esa manía de vibrar el hormigón, pues resultan nudos incapaces de soportar esfuerzos tangenciales por falta de cercos y por falta de ductilidad..., etc., y lo dejo porque me pierdo.

 

Saludos,

Juan de Quesada.

 

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ref. Est-01_24/03/09

SOBRE LA DIFERENCIA ENTRE UNA LOSA RETICULAR Y UNA NERVADA

De Marco Antonio - México


Hola a todos:

 

Quiero saber qué diferencia existe entre una losa reticular y una losa nervada.

 

Gracias,

Marco Antonio.

 

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Respuesta:
De Eufe 24/03/09 - España


Hola Marco Antonio, y hola a todos:

 

Salvando los posibles ajustes de jerga necesarios para el país del que se trate, debiera entenderse que una losa reticular «disipa» las cargas -normales a su plano medio- en dos o más direcciones, mientras que la nervada debiera entenderse que las «disipa» en la dirección de los nervios (sobreentendiendo que corren paralelos entre sí). El modelo nervado bidireccional -forjado reticular en su acepción común- es en principio el mejor cuando las luces de flexión son comparables. También existen soluciones -Nervi- con nervios en tres direcciones, tomando como base un triángulo equilátero. Básicamente, lo que hay que buscar, es darle el menor recorrido a las cargas, dado que el trabajo estructural WE es el producto de la fuerza por el recorrido (y por el coseno del ángulo que formen eventualmente)

 

Nota: en Argentina se llama «entrepiso nervurado» a lo que en España sería «forjado reticular».

 

Agradecido,

Eufe.

 

Respuesta:
De Juan de Quesada 24/03/09 - España


Hola a todos:

 

No hay ninguna diferencia entre ambas. Los forjados reticulares son placas o losas nervadas ortogonalmente, aunque es de uso y costumbre reservar el término placa o losa nervada a las armadas solo unidireccionalmente.

 

De Juan de Quesada

 

Pregunto: ¿Se sigue escribiendo con x el fonema j española en tu país? Lo pregunto porque antiguamente el fonema j se escribía en español con la letra x, tal como relox, en vez de reloj, Texas en vez de Tejas, etc. De lo que estoy seguro es que al sur de la frontera pronunciáis con j el nombre de tu país, al igual que lo hacemos los españoles, en tanto que al norte ya depende de la ignorancia o dificultad gramatical del gringo.

 

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ref. Est-01_16/03/09

SOBRE LA REALIZACIÓN DE UN VIDEO DE LA SIMULACIÓN DE UN COLAPSO

De Lázaro - España


¿Alguien conoce quien puede hacerme una simulación en video del derrumbe de un edificio a consecuencia de una grieta vertical, utilizando dimensiones y efectos lo más real posible?

 

Gracias

Lázaro.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_11/03/09

SOBRE LA OBLIGATORIEDAD DE UTILIZAR COEFICIENTES DE SEGURIDAD

De Unai - España


Hola a todos. Mi pregunta es la siguiente:

 

¿Es obligatorio mayorar las cargas en el cálculo de una estructura metálica o se puede dejar a criterio del técnico, bajo su resposabilidad claro? Si es posible me gustaría saber si viene escrito en alguna norma o así.

 

Muchas gracias

Unai.

 

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Respuesta:
De Eufe 12/03/09 - España


¡Hola, Unai y a todos!

 

En estricta teoría, cuando diseñas y calculas una estructura, se supone que queda claro -y mejor por escrito- con qué normativa se va a desarrollar. Con lo que en primera acepción la respuesta es : «sigue la normativa acordada».

Ahora bien, en jerga de estructuras, toda normativa tiene lo que se denomina «artículo 0» (cero... Que por supuesto no viene escrita ni encabezando nada). Quiere decirse que el técnico puede tomar las decisiones que estime oportunas (hacer lo que le parezca, en lenguaje llano) siempre y cuando lo justifique debidamente. Así, en esta segunda acepción la contestación es: «sí, puedes hacer otra cosa de lo que indica la normativa, pero justifícaló. Concretamente, y tocante a los coeficientes de seguridad, te recomendaría seguirlos puesto que surgida alguna pega con el funcionamiento de la estructura y llevado el tema a tribunales es muy fácil que cualquier informe pericial te ponga en una situación más que comprometida.

Ya adelantas -y con razón- que bajo tu responsabilidad,... Y así es. Las normas, suelen usar el recurso de redirigirte a bibliografía especializada en cuanto se ven en terrenos dificultosos, por un doble motivo al menos: les simplifica y ahorra «trabajo», y, lo reconozcan o no, ponen en evidencia la necedad de erigirse en árbitros y doctores de la totalidad de la disciplina acorde al formato pernicioso del derecho romano. En todo caso, si quieres manejar los conceptos de seguridad con cierta base, te recomendaría un breve paseo histórico por este más que difícil tema:

Básicamente se manejan 4 áreas: materiales, cargas, método de cálculo (incluso errores), y geometría (defectos de ejecución). Se ha logrado saber y manejar bastante bien los dos primeros, pero se sigue bastante «pegado» en los dos últimos. De hecho la situación actual es simple y llano «trilerismo matemático» pues las incertidumbres matemáticas aparecen y desaparecen por arte de birlibirloque, pasándolas de uno grupo a otro de los 4 indicados,... ¿Problema? ¡Ningún problema!, buscamos un nombre que dé apariencia profunda y sesuda y ya está: ¡¡Seguridad semiprobabilísitica!! Ja, ja, ja! (ya se sabe que nadie mira nada, ni se va acuestionar nada... ¡Qué más dá!)

Nota: imagínate la cara que pondrías su te digo que te envío un cálculo semiseguro de estructuras para que lo construyas... Pues es lo que hay,... Conclusión: no te recomiendo hacerte cómplice del trilerismo que emplean actualmente las normas en materia de seguridad, y simplemente aplícalas como hago yo (conteniendo la risa...o guardándola para la testificación en un juicio). Hay que reconocer que el mayor poder y valor de las normas es que te protegen... pero creer que sirven para aprender es llamarse a engaño. En otro caso échale un vistazo a los problemas de probabilidad de mano de su maestro el matemático ruso A. N. Kolmogorov, y a publicaciones serias de estructuras.

 

¡Suerte! Agradecido,

Eufe.

 

 

Respuesta:
De María Castaño 12/03/09 - España


Hola Unai:

 

CTE parte 1 capítulo 2 artículo 5.1.3 «Para justificar que un edificio cumple las exigencias básicas que se establecen en el CTE podrá optarse por: a) adoptar soluciones técnicas basadas en los DB, ...............; o b) soluciones alternativas, .............. El proyectista o el director de obra pueden, bajo su responsabilidad y previa conformidad del promotor, adoptar soluciones alternativas, siempre que justifiquen documentalmente que el edificio proyectado cumple las exigencias básicas del CTE porque sus prestaciones son, al menos, equivalentes a los que se obtendrían por la aplicación de los DB.» En función de este artículo puedes calcular una estructura de la forma que quieras siempre y cuando cumpla las soluciones técnicas que establece el CTE. El planteamiento de los coeficientes de seguridad para los sistemas de cálculo que se proponen en el CTE me parecen en general acertados (aquí no entraría el hormigón).

Se me ocurre que hay cierta disparidad de opiniones en el mundo universitario acerca de las acciones variables, su valor característico, su mayoración y sus coeficientes de simultaneidad. En estructuras de madera para las comprobaciones de resistencia y deformación la sobrecarga de uso en viviendas está infravalorada (duración carga y coeficiente de simultaneidad en flecha diferida) Para el cálculo de la flecha activa en el hormigón no se tiene en cuenta la flecha diferida del valor permanente de la SU. No sé si te he contestado suficientemente porque no describes situación.

 

Un saludo,

MCC

 

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ref. Est-01_07/03/09

SOBRE LOS COEFICIENTES DE SEGURIDAD

De Alejandro - España


¿Cuáles son los coeficientes de seguridad en estructuras, en este caso un pórtico de alma llena con cartelas (ha colapsado por la nieve), entiendo que son permanentes 1,33 y las no, viento y nieve 1,50.

La pregunta es si puedo ir por debajo 1,38 por ejemplo trabajando el acero a 2.817 kg/cm2. ¿Sería esto legal? ¿La norma es obligada? ¿Los coeficientes son orientativos, puedo poner las condiciones a mi criterio, hay liberad para las premisas si es bajo la responsabilidad del proyectista?

En este caso si la sobrecarga de nieve son 60 kp/m2 y caen 100 con la situación extraordinaria la seguridad conjunta sería 1,38. ¿Alguna opinión sobre el caso?

 

Gracias

Alejandro.

 

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Respuesta:
De María Castaño 09/03/09 - España


Desde la aparición del código técnico y la EHE 2008 los coeficientes parciales de seguridad para las acciones son: 1,35 para las cargas permanentes y 1,5 para las cargas variables (ELU resistencia) y 1,1 para las cargas permanentes y 1,5 para las cargas variables (ELU-comprobación estabilidad).

La resistencia del cálculo del material es su resistencia característica (en tu caso 2800 kg/cm2) dividida por el coeficiente de parcial seguridad para resistencia dicho coeficiente es 1,05 para la resistencia de la barrra y 1,25 para la resistencia de la unión.

Antes de realizar la peritación de la estructura has de saber si el fallo ha sido por resistencia (fallo sección o fallo del nudo) o por estabilidad (pandeo por flexión barra, pandeo lateral barra, abolladura del alma, carga concentrada alma), una vez que definas estos datos (no los mencionas) los coeficientes de seguridad que has de aplicar son los que aparecen en la normativa. También podía haber sido un fallo en la evaluación de las cargas, es posible que no se haya tenido en cuenta la acumulación de nieve y su posible congelación (con el aumento considerable de densidad) en las limahoyas si las hubiera.

Las acciones accidentales son según normativa: sismo, incendio e impacto y dentro de ellas la única que es extraordinaria es el sismo. La nieve es una acción variable por lo que no se puede evaluar para la combinación extraordinaria. Si la estructura se demuestra que está bien dimensionada para una carga de nieve de 60 kg/m2 y también se demuestra que han caído 100 kg/m2 eso no es culpa del proyectista.

Tampoco comentas la edad de la estructura, si se ha oxidado alguna parte, la calidad de las soldaduras si las hubiera, etc. (factores que también pueden intervenir en el posible colapso de la estructura).

Por último, me da la sensación de que la estructura ha sido calculada con anterioridad al CTE, si es así puedes peritar la estructura con la normativa con la que se calculó o la actual.

 

Un saludo,

MCC.

 

Respuesta:
De Daniel 09/03/09 - España


Los coefcientes de seguridad los tienes en el nuevo Código de la edificación (CTE). El asunto es bastante complicado. Pero resumiendo, si se ha caído por la acción de la nieve el peso propio iría multiplicado por 1,35 (no 1,33 y la nieve por 1,5. Si la nave es vieja se supone que se le aplicaría la norma antigua NBE AE 95 que da esos coefcientes que te he indicado.

Si la norma indica para nieve 60 Kg/m2 y han caído 100 Kg/m2 el asunto pasa a ser un tema legal de zona catastrófica o algo así. Hay que cerciorarse que efectivamente han caído 100 Kg/m2, que corresponden a una altura de nieve recién caida de 100/120 = 0,83 m (el peso especifico de la nieve recién caída es de 120 Kg/m3)

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-01_03/03/09

ACERCA DE JUNTAS DE DILATACIÓN EN FORJADOS EJECUTADOS CON LOSAS ALVEOLARES

De Antonio Tortosa - España


En caso de junta de dilatación, donde se suprime un doble pilar, para colocar bulones-junta; ¿es precisa una doble jácena que recoja las cabezas de las placas o simplemente es suficiente la ejecución de un apoyo de placa, sin continuidad con la siguiente, sobre una viga con sección de doble apoyo?

 

Gracias

Antonio Tortosa.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_25/02/09

DOS CONSULTAS PARA UN PROYECTO DE FIN DE CARRERA

De Iñaki - España


Hola a todos. Estoy realizando el proyecto fin de carrera y ya usé vuestra ayuda una vez y me sirvió de mucho así que recurro de nuevo a vosotros.

 

- Tengo un pilar de 10 m de altura y arriostrado con correas cada 2 m. Para realizar los cálculos, y debido al arriostramiento, ¿cuál es mi longitud de pandeo? el valor de beta lo conozco, pero como longitud del pilar, ¿tomo los 10 m, o los 2 m que es la distancia libre de pilar entre correa y correa?

 

- Tengo también otra duda. He estado mirando por otros foros y hay respuestas de todos los tipos. Es acerca de la sobrecarga de uso en cubierta ligera. La norma marca 1 kN/m2 pero es excesivamente elevado. La otra opción es colocar una carga puntual en el lugar más desfavorable de unos 400 kp (operarios + herramienta). El problema es que la diferencia entre un caso y otro es abismal. Con el primero obtengo pilares HEB-340, y con el segundo me sobra con un HEB-240. La luz del pórtico es 21 m y la separación entre pórticos 5,5 m. Para mi lógica el caso bueno es el segundo porque con el otro se encarece demasiado, pero ¿me salto la norma?

 

Perdón por las molestias y un millón de gracias por la ayuda

Iñaki.

 

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Respuesta:
De Eufe 02/03/09 - España


Hola Iñaki, y hola a todos:

 

El tema de pandeo -inestabilidad- desde el punto de vista de la geometría de la sección es muy simple. Vamos por aproximaciones:

1. Imagino que habéis visto el radio de giro y la elipse de radios de giros. Rápidamente i = raíz (I /A) donde I es la inercia y A el área.

2. El lío está simplemente en que hay que conocer las definiciones con precisión puesto que estamos en física y aquí no hay ni suposiciones ni blah-blahs. El radio de giro es la distancia a la que hay que colocar toda la masa (área) de la sección respecto un eje para obtener la misma inercia que la sección original. el quid está en que la distancia a un eje se mide perpendicularmente y por tanto alejándome de dicho eje. Así pues, por ejemplo, el ix (radio de giro respecto al eje XX) se representa en el eje YY. Así pues, los radios de giro se representan en los ejes cambiados lo que ha generado la «leyenda urbana», y aquí es donde está el tema nebuloso -en mi experiencia- para los alumnos puesto que suelen manejar la muletilla perniciosa de que se llevan a los ejes «cambiados» (¡?), Aquí no hay nada de cambalache ni recetilla. Una distancia a un eje siempre se mide perpendicular al mismo, y por tanto moviéndome en el otro eje (al menos en geometría euclidiana).

3. Los radios de giro se dibujan con su concepto y en su sitio (nada de cambiados)

4. En una sección con una inercia mucho mayor en un eje, la elipse siempre se orientará -por tanto- de alguna manera homotéticamente (si se me permite la analogía bárbara) a la sección original. Por ejemplo, una IPN puesta de pie tiene su elipse de radio de giros de pie. Nota: sólo las secciones donde Ix = Iy la elipse de los radios de giro toma la forma particular de elipse llamada circunferencia, como se da en secciones cuadradas o circulares (macizas o huecas)

5. Regla básica: la elipse de los radios de giro nunca supera en tamaño a la sección a la que se asocia.

6. Observando la elipse de los radios de giro se tiene una imagen gráfica clarísima de la tendencia a pandear de la sección supuesta ya en 3D y lo hará en el plano que contenga el i1 (convencionalmente el radio de giro mínimo de la sección)

7. A nivel de pieza y supuestas las coacciones de extremo se puede definir la esbeltez mecánica  como cociente de:

- La longitud de pandeo (distancia entre dos puntos consecutivos - en la vertical, supuesto un pilar- de inflexión de la deformada)

- El radio de giro contenido en el plano (en este caso vertical) de pandeo

8. Naturalmente, al ser el cociente de dos cantidades, si la pieza está suficientemente arriostrada, hay que verificar la situación más desfavorable que no tiene porqué ser la de la esbeltez que corresponde al i1, puesto que las longitudes de pandeo no son un invariante en el problema. Ahora bien, acorde al CTE, no tengo la visión muy clara puesto que ya he leído que hay cuatro clases de secciones que determinan el método de análisis, lo cual me da mucho recelo conceptual porque intuyo que los señores de CTE ni han oído hablar de teoría de caos, donde se demuestra que las fronteras entre casos nunca es nítida y depende del nivel de zoom que se emplee. Así que en mi molesta opinión se meten en berenjenales pseudocientíficos presentados en envoltorios disuasorios sin base sólida ni actualizada con teorías de catástrofes (René Thom) o la citada teoría de caos.

Nota: así no es extraño que algunos colegios profesionales hayan dispuesto unos impresos en los que simplemente se indica -como no puede ser de otra manera- que se cumple CTE, y ¡ya está!

Nota: cito al maestro Ricardo Aroca: «Yo siempre decía que las condiciones necesarias para que alguien redactara una parte del Código Técnico eran, primero, que no hubiera construido nunca y, segundo, que no supiera escribir» (Ricardo Aroca en entrevista a Angel Alonso Ruiz, publicada en 'Negocio' 23 de mayo de 2007).

 

Respecto a las acciones de cubierta la cosa es entretenida: Básicamente actúan pesos propios, sobrecargas de uso, nieve y viento. Obviamente, el espíritu de la seguridad implica que mientras más realista sea en mi suposición, menos coeficiente de seguridad debo considerar. Llevado al extremo, si lo considero todo, la seguridad está en mi propio planteamiento y por tanto el coeficiente debe ser 1 (uno) o muy cerca de uno. Por contra, si soy muy burdo, debo quedarme tranquilo con un coeficiente más alto (alrededor de 1,50 o más). No hay que dejarse engañar por los formatos rimbombantemente denominados semiprobabilistas que no son otra cosa que expresar en pseudo chapurreo matemático de andar por casa lo de «Mira no tengo mucha idea de esto porque me faltan datos, pero como soy el que redacta la norma y le voy a dar una apariencia científica, te voy a contar una milonguita matemática que verás..." , eso es lo que significa «formato de seguridad semiprobabilista»... ¡Ja, ja, ja!

Bien, vamos a la cubierta, la nieve y el uso crean toda suerte de controversias, y quizás lo más científico sea el código alemán que supone que debajo de 30º, si hay que subir operarios a quitar la nieve, ¡caso de nevada excepcional! Por lo demás, es bastante correcto lo de unos 80-100 [kp/m2] de sobrecarga de uso (montaje o mantenimiento). En casos, se puede rappelar la carga repartida hasta 40 [kp/m2] y emplear el peso de un operario con parte proporcional de herramienta y material, lo que viene a ser una puntual de 100 [kp] (me disculparás que no emplee Newtons porque tengo tal reverencia por D. Isaac y conozco algo de su vida, por lo que no acepto que sesteara mientras le cayó una manzana... Newton jamás sesteó, y que honrarlo sea tomar como unidad de peso una manzana de su época, en las que entraban 9,8 en el kilo, me parece de mal gusto, burlesco e inoperante,... Pero sí, siempre salta alguno que dice que está muy bien porque lo que se hace es operar con cien manzanas o mil manzanas,... ¡ja, ja, ja!,... ¡De ahí que lo adopte el sistema internacional! ¡Ver para creer!) Naturalmente recomiendo leer sobre la vida de Newton porque es apabullante todo lo que tocó y desarrolló en su vida,... Sustituye con ventaja a dormir la siesta bajo un frutal desde el punto de vista formativo. En cubiertas -demasiado flexibles- hay que cuidar el efecto ponding -encharcamiento-. Por tanto, es recomendable tener un control de deformación razonable. Respecto a la nieve, ojo con las asimetrías o alternancias reales que eventualmente produce el soleamiento, ya que el sol -obvio es indicar- no tiene una acción simétrica debido a su curiosa trayectoria relativa. Esto ha dado lugar a conocidos derrumbamientos de naves, especialmente resueltas con formas (cerchas) por cambio de signo en los axiles de barras. Como se puede comprobar, el mundo de la entrada de acciones a una cubierta es bastante más amplio y entretenido que lo que 'abarcan' las simples Normativas,... ¡Uff!, menos mal que sigo siendo alumno del maestro Ricardo Aroca,...

 

Agradecido,

Eufe.

 

 

Respuesta:
De CAL 04/03/09 - España


Hola a todos:

 

No puedo estar más de acuerdo con la crítica de Eufe al CTE. Por otro lado, tendrás que comprobar el pandeo en las dos direcciones del perfil, en un sentido lo tienes arriostrado cada 2 metros entonces longitud de pandeo 2, pero ¡OJO! en el otro sentido no lo tienes arriostrado longitud de pandeo 10, tienes que ver cual es más desfavorable de las 2. Esto era a si de sencillo con la EA-95, y ahora lo han complicado un poquito, ¿no?

El tema de las sobrecargas de uso en cubiertas ya ha sido ampliamente criticado otras veces, ante las numerosas críticas por parte de los consultores de estructuras acerca de que 1 kN/m2 era excesivo para cubiertas ligeras el CTE realizo una revisión en la que dice que para cubiertas ligeras con correas (me supongo que sera tu caso) la carga es 0,4 kN/m2 (unos 40 kg/m2, de los de antes, esto esta en la pagina 9 del CTE-DB-SE-AE, te pongo el link:

http://www.codigotecnico.org/fileadmin/Ficheros_CTE/Documentos/CTEFeb08/CTE Parte 2 DB SE-AE.pdf

lo que han echo es un apaño. Con lo cual comprueba que tal te va con esto.

 

Espero haberte ayudado. Un saludo

CAL

 

 

Respuesta:
De Coya 04/03/09 - España


Hola, Iñaki; hola, Eufe; hola, Ramón; hola a todos:

 

Como probablemente construí menos que Eufe y seguramente mi prosa ni se le aproxima, haré por esta vez de abogado del CTE. El CTE, desde octubre de 2007, ya permite una sobrecarga de uso de 0,40 kN/m² en cubiertas ligeras, valor que me parece adecuado, y aún excesivo, para el mantenimiento siempre que se considere también una carga puntual de 1 kN (me permitiréis que use los kN porque me siento casi identificado con esa unidad, a la que los bocatas de chorizo me conducen irremisiblemente). Digo excesivo porque hay que esforzarse para conseguir semejante sobrecarga en una cubierta, recordando además que no se admite la reducción por superficie, que sería la salvación de los dinteles. Me parece acertado que no sea concomitante con la nieve, ya que tras una nevada poco influirá un paisano con una pala.

Respecto a la nieve, el CTE también considera las asimetrías, aunque no sé si con suficiente contundencia, ya que simplemente prescribe reducir a la mitad la carga de un faldón suponiendo el otro cargado.

 

Saludos,

Coya.

 

Respuesta:
De Nicolás 04/03/09 - España


Hola.

 

En respuesta a tu pregunta, al estar el pilar arriostrado en cabeza deberías considerarlo como el caso de empotrado articulado, con lo que la longitud de pandeo sería 0,7L.

En cuanto a la sobrecarga de uso de una cubierta ligera debes de considerar un valor para sobrecarga de uso y nieve, si el valor de 1 kN/m2 te parece elevado estás en todo caso del lado de la seguridad. Por otra parte, podrías mirar en el CTE SE A cuál es el valor correspondiente a sobrecarga por nieve en función de la zona en la que esté tu cubierta y teniendo en cuenta la pendiente que la misma tenga.

En todo caso el valor de 1 kN/m2 es un valor de aplicación común en la práctica cuando tienes este tipo de cubiertas, ya que normalmente no son transitables, solamente consideras una sobrecarga en caso de mantenimiento.

 

Saludos,

Nicolás.

 

Respuesta:
De Juan José 05/03/09 - España


Estimado Iñaki:

 

Respondiendo a tus consultas:

1) La longitud de pandeo en el plano de pórtico no depende de la longitud de pandeo, sino de las rigideces y acciones del pórtico. Normalmente se toma 1,2/1,4 veces la longigud del pilar (si está empotrado en base). En el plano perpendicular al pórtico, según dice el CTE, se establece que tiene que tratarse de puntos inmovilizados (así pues dependerá de cada cuánto pongas cruces de San Andrés en el paño de arriostramiento, si lo haces por ejemplo cada 2 correas y éstas están distanciadas 1500, pues la longitud de pandeo en el plano perpendicular será de 3000).

2) Quizá no dispongas de la última versión del CTE (enero de 2008). La sobrecarga de mantenimiento se establece que no sea concominante con el resto de sobrecargas (esto se hace pues no es muy habitual que se repare la cubierta, por ejemplo, mientras nieva).

 

Un saludo,

Juan José.

 

Agradecimientos y aclaraciones:
De Iñaki 06/03/09 - España


Muchas gracias Eufe y a todos los demás por echarme este cable que tanto necesito. Poco a poco voy atando cabos y esto empieza a funcionar.

Tengo que realizar otra pregunta sobre mi proyecto y espero que sea la ultima je je. Una vez solucionado mi problema con la sobrecarga de uso del maravilloso CTE, y para cumplir con las tensiones que me surgen en los dinteles, ¿que es mejor, colocar un HEB-280 o un IPE-380? Son los primeros perfiles que me cumplen dentro de su gama y no se cuál debo elegir.

 

Cada día mas agradecido. Un saludo,

Iñaki.

 

Respuesta:
De Eufe 09/03/09 - España


Hola, Iñaki, CAL, Coya, y hola a todos:

 

Con gusto trato de comentar cualquier cosa de estructuras, si es que puedo -por lo menos- dar un punto de vista no tópico. Como hay varios compañeros que comentan puntos, trataré de perfilar algo más las exposiciones.

 Primero excusarme por las prisas y repito la definición de radio de giro porque no la dí clara del todo:

-Radio de giro de una sección respecto a un eje es la distancia respecto de dicho eje, a la que hay que disponer toda el área (A) de la sección supuesta concentrada en un punto (esto me lo había comido) para obtener la misma inercia que la original. Así el momento de inercia es el área por la distancia i (radio de giro) al cuadrado. Es decir:

 A . ix2 = Ix (por ejemplo para el eje xx)

Respecto a la elección del HEB frente al IPE como dintel, entiendo -y si no me corriges- que al flexión es la solicitación dominante. Los perfiles I (o doble T) son de diseño específico para flexión (recuerda elipse de radios de giro estirada o esbelta lo que significa que el reparto de masas está muy distanciado respecto a un eje, y poco respecto al otro) Las series H son de elipses de radios de giro mucho más comparable en ambos ejes principales lo que significa masas distribuidas ligeramente más lejos en un eje que en otro. Tienden a parecer circunferencias, lo que se lee, son diseños para compresión predominante, y por tanto se busca que la tendencia al pandeo de la sección sea parecida en ambos ejes. Por tanto, para flexión será mejor el IPE. En cualquier caso, y como regla orientativa, si estás trabajando con una aplicación, la mejor (no existe en teoría estructura mejor salvo que se diga respecto a qué parámetro) es la que pese menos (mejor aprovechamiento de la disposición del material)

 

A CAL:

Gracias por tus comentarios, pero que quede claro que la crítica a CTE viene de mano del maestro Ricardo Aroca que es un auténtico referente en estructuras por su incisividad y clarividencia, que corren paralelos a su conocimiento y humor. Si quieres, mira en la pg.24 de este documento porque está la referencia que citaba: http://www.neg-ocio.com/sitefiles/pdf/230507.pdf. Ricardo -obviamente- lo comenta mucho mejor que yo, y la autoridad de su bagaje de conocimientos y experiencia es, francamente, disuasoria. Mis comentarios son mucho más pedestres; quizás el más claro por ahora es que padecemos «normativitis» lo cual siempre es recelado por los especialistas en leyes, y que no se puede caer en la patente contradicción de que hay que luchar por la calidad en la edificación, promulgando continuamente normativa que se corrige a sí misma porque no está correcta... ¡Ja, ja, ja! Ademas, y ya como comentario casero: yo no puedo ir todos los días a por el pan, la leche y la nueva norma.

Gracias por el puntero,... ¡Mmmh! Se citan dos fechas más, octubre de 2007 y enero del 2008. No quisiera resultar molesto a nadie, pero la publicación compulsiva de actualizaciones sin indicar ¡qué! es lo que se cambia, no es científico... Y el empleo del formato pasatiempos del dominical no es de recibo. En las publicaciones de nivel se añade -tan pronto se puede- la llamada fé de erratas, con las consabidas columnas «donde dice» y «debe decir». En otro caso -como solución de fortuna- poner un sello, en rojo, bien grande en la primera página que rece «NOTA IMPORTANTE: ESTE EJEMPLAR DEL CTE NO CONTIENE ERRETAS» (viejo chascarrillo... Ya saben...) No ser respetuoso con el tiempo de los demás -como sucede con la puntualidad- es simplemente de gente maleducada.

 

A Coya:

Me parece bien que apoyes el CTE,de hecho en su tiempo lo esperé como un avance... Hasta que empecé a leerlo. ¿¡Qué le vamos a hacer!? Me remito a la opinión de el maestro Aroca (ver puntero indicado arriba) que sin duda te resultará refrescante e instructiva. En el caso de la nieve -y me excuso por no mirarlo- si no considera que el sol es capaz de derretir la nieve en un faldón (caso de dos o más aguas), no está del lado de la seguridad,... Ni siquiera de la realidad. La Naturaleza es bastante tozuda como es sabido, y lo único que se me ocurre como eventual explicación, es que quizás CTE parta de la hipótesis de que la Naturaleza no cumple los objetivos de calidad que la sociedad demanda...

 

 

Agradecido,

Eufe.

 

Respuesta:
De María Castaño 09/03/09 - España


Sólo enviaros un enlace de la UPV, en el que está colgado un vídeo público de una profesora de estructuras metálicas que explica muy bien en él el tema de inestabilidad en naves. 

 

https://polimedia.upv.es/visor/?id=6bedb777-bf79-434c-be7b-7df3f1abb424

 

Un saludo,

MCC.

 

 

Agradecimientos:
De De Mecánica 09/03/09 - España


Hola a todos:

 

Simplemente quería hacer un inciso en este debate técnico, que tanto está dando de sí, para agradecer a María Castaño el vínculo que nos ha dejado. Me pareció interesante y didáctico. Felicito a la profesora Arianna y a la UPV por este tipo de iniciativas. Espero que nos avises de la existencia de otros videos en esta línea. También aprovecho para ofrecer De Mecánica para todo aquel que desee colgar en Internet este documentos en esta línea.

 

Gracias, María.

gestodedios.

 

 

Respuesta:
De jJ 09/03/09 - España


Estimado Iñaki:

 

Respecto a tu consulta en primer lugar el IPE380 no existe (IPE360 o IPE400). El elemento con menor peso es el que hay que elegir como criterio siempre (pues influirá en la economía de la estructura). Ahora, no sé si habrás comprobado el pandeo de los dinteles en el plano perpendicular al pórtico (están sometidos a compresión, y su longitud de pandeo estará determinada por la distancia entre correas arriostradas ---> puntos inmovilizados).

Como todos podemos comprobar existen numerosas opiniones sobre un mismo tema. Todas (a mi entender) razonadas y válidas. Esto es lo bonito de la ingeniería (y arquitectura, por supuesto :-).

 

Un saludo:

jJ

 

Respuesta:
De Eufe 09/03/09 - España


¡Hola, María y hola a todos!

 

Muchas gracias por el puntero y tus colaboraciones habituales. He visto el vídeo de la Profesora Ariana Guardiola y resulta tan instructivo como operativo el esfuerzo de síntesis y exposición. Magnífica idea y ojala cunda el ejemplo. Dado el poder de la imagen, y conjeturando que al hacerlo público lo verán alumnos en estadíos básicos de formación sólo añadir breves pinceladas sueltas por si fueran de utilidad.

El empleo de dos L (angular de lados iguales) consigue mejor disposición del material en rombo (<>) que espalda con espalda, especialmente para elementos comprimidos. (Nuestro compañero Iñaki podrá tantear los radios de giro si le deja tiempo su proyecto...)

El comentario de uso de cables -en arriostramientos- resulta llamativo para un alumno, y desde el punto de vista teórico es impecable. Pero, cara a obra es muy engorroso por el efecto cuerda de guitarra y en España la mayoría de los fabricantes de cables (eslingas, estrobos, etc.) lo hacen para grúas, ascensores, etc., no controlando -en muchos casos- las elongaciones. Quiere decirse que la fabricación de cables es muy delicada y tecnológica por esta cuestión. Otros países sí tienen más atendido el aspecto del empleo de cables para edificación. Es más recomendable el empleo de simples redondos si se persigue la imagen de «elemento muy fino trabajando en tracción». Además simplifica y abarata los anclajes.

El empleo de formas o cerchas triangulares tiene un rango de luces de aplicación escaso, especialmente con pendientes bajas. La descomposición de reacciones -en los nudos- lleva a esfuerzos que se disparan con facilidad. Bien es cierto que se presentan otros tipos de formas que para rangos de luces mayores (como las de canto constante) son más operativas.

 

No se me escapa que cuesta mucho trabajo preparar un audiovisual, y reitero mi agradecimiento y reconocimiento a la Profesora Ariana de UPV.

Agradecido,

Eufe.

 

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ref. Est-01_25/02/09

SOBRE UNA ESTRUCTURA METÁLICA PARA UNOS CONTENEDORES

De Fran - España


Hola a todos. Quería haceros varias consultas sobre estructuras metálicas:

 

Bien, imaginaros que dentro de una estructura metálica (no tiene que ser metálica) metemos 4 contenedores de basura de 1300 litros cada uno y todo ello tiene que estar cerrado con una tapa para que no salgan los olores. Encima de la tapa van los buzones por donde echamos las bolsas de basura. Toda esta estructura tiene que subir y bajar 2 metros de altura.

Mis preguntas:

¿Qué clase estructura metálica necesito para que soporte el propio peso de la estructura más los contenedores llenos de bolsas de basura, más el peso de la tapa, y más el peso de los buzones por donde echamos la basura?

Datos: 4 contenedores de 1300 l cada uno 4 buzones de 100 Kg cada uno. La estructura de la tapa tiene que ser resistente a un peso de 3500 Kg. Con este dato será necesario conocer la estructura de tapa y con ello su peso. Todo el conjunto es accionada hidráulicamente.

También me gustaría saber qué clase de cilindros necesito y si también es necesario un sistema de tijeras para hacer el guiado y tener estabilidad de todo el conjunto.

 

No sé si me podreis ayudar, o me podréis decir a quien me tengo que dirigir para que me den estos datos.

Fran.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_20/02/09

SOBRE LAS CARGAS DE VIENTO SOBRE UNA CUBIERTA METÁLICA

De Roger - Bolivia


Hola a todos:

 

Mi consulta es sobre un colapso de cubierta metálica (estereoestructura) a dos aguas de 31 por 35 m sostenida por 8 columnas de 425 mm y espesor 3 mm de tubo metálico conformado en frío (soldado y plegado).

Según su análisis estructural se cargaron vientos en la correas superiores solo a succión según norma DIN 1055 y no existen más modos de carga. El diseño se realizo según normas del AISC y método LRFD.

Los vientos que ocasionaron su caída no superaban el de diseño de 130 km/h (está al descampado y se registró un viento de aproximadamente 77 Km/h que habría ocasionado la caída, fallando en la dirección del lado corto todas las columnas (8).

Tengo dudas sobre los modos de cargar viento ¿se tendría que cargar en direcciones cambiantes de 90°? ¿Se deberían aplicar fuerzas horizontales a los nudos de tal manera que estos generasen momentos y así saber los efectos laterales del viento? Recomiéndenme algún documento sobre las cargas de viento y sus modos de actuar en las estructuras reticuladas espaciales.

 

Graciasa de antemano,

Roger.

 

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Respuesta:
De Eufe 22/02/09 - España


Hola, Roger y hola a todos:

 

Habría que tener más datos para poder ser más nítido en la exposición. En cualquier caso vamos a intentarlo y adelanto excusas por las generalidades, pero creo que serán de utilidad. Aunque parece que el «zoom» lo enfocas a la cubierta, intuyo que el problema es más que de acciones de viento, de concepción de la estructura en general.

Trabajar en un diseño de acero, implica una filosofía y toma de decisiones muy específica. Lo primero que hay que tener presente son los nudos (las piezas son secundarias, si se me permite). Quiero significar que parece que el problema radica en que el diseñador-calculista está más familiarizado con el hormigón armado (nudo rígido, o casi-rígido), y simplemente ha empleado una aplicación de cálculo sin definir los nudos acordes a la realidad (o al menos acercándose ostensiblemente).

En acero y salvo «indicación en contra» (nudos muy estudiados en su rigidización), la estructura es isostática frente a acciones gravitatorias, y... Y aquí viene el problema, hipostática (o mecanismo), para acciones horizontales (como puede ser el caso del viento). Grosso-modo, se trata de plantear una «caja» y una «tapadera» y ambas deben ser estables frente a cualquier combinación de acciones verticales y horizontales. La «caja» debe tener al menos tres planos de rigidización no concurrentes en un punto (propio o impropio). La «tapadera» debe ser estable en sí misma, y cuidar especialmente el efecto «castillo de naipes» (abatimiento sobre sí misma) teniendo presente la etapa de montaje (estadísticamente la más peligrosa).

El tema de acciones de viento, tiene en principio dos vertientes operativas: la legal y la mecánica. La legal atañe a lo que nos pida el contrato del país correspondiente, y, no deja de ser una «convención» que hay que respetar o bien asumir las responsabilidades, caso de plantear otra cosa.

Desconozco la DIN 1055 y aunque debiera conocer el CTE español, reconozco que no lo controlo bien debido a su farrogosa exposición, lo cual lo constituye en una auténtica «piedra de rosetta» y lo que debemos hacer como técnicos es descifrarlo, cruzar los dedos y aplicarlo. (Ya tendremos oportunidad en otra ocasión de «tocarlo»). Pero, en fin, cualquier código de una zona análoga a la quieras calcular será suficiente aproximado para un fenómeno estocástico como son las acciones.

En lo tocante a cubiertas, es cierto, que en cubiertas de «poca pendiente» (acorde a la antigua MV, 20º grados, ¡no porcentaje!) estamos en el efecto «ala de avión» o «vela mayor» en la que la se produce la «sustentación» o «elevación» del «ala» o cubierta para el caso (diferencia de presiones entre caras por efecto de distintas velocidades del fluido viento al recorrerlas desde el borde de ataque a la salida). Para pendientes superiores se produce presión («peso») en general. Ahora bien, la cubierta deberá «atender» todas las posibles combinaciones de acciones, dentro de un rango razonable de modelos (normalmente con 3 ó 4 suposiciones se cubre la casuística razonablemente).

Volviendo ahora a la «caja», hay que transmitir las acciones de la «tapadera» ahora a esta «caja» y estudiar su efecto. Ojo, que incluso pueden producirse «sorpresas» en la cimentación al aparecer «inesperadas» tracciones. Pudiera ocurrir que el cerramiento de esta «caja» no sea completo (temporalmente o no) y eso complica el estudio, puesto que la «tapadera» bien puede convertirse en «ala de avión» o «marquesina» en lenguaje arquitectónico, total o parcialmente comportándose de modo diferente.

En todo caso échale un vistazo al libro -en varios volúmenes- «La estructura metálica hoy» de Ramón Argüelles Álvarez (1975), del que ya se ha hablado en esta Web. Es muy didáctico y toca desde generalidades hasta el cálculo pormenorizado de una soldadura si necesitas. Además se acompaña de proyectos desarrollados y dibujados totalmente. Como «pero» le empieza a «pesar» un poco el tiempo en lo tocante a soluciones constructivas (especialemente cartelas). Algo más moderna es la completísima obra «Construcciones metálicas» de V. Zignoli -1978- que era nuestra «biblia del acero» en los años de formación. Zignoli, además, toca los temas de normativa amplísimamente abarcando la práctica totalidad de la reglamentación europea, y tiene mucha referencia a la normativa americana.

En todo caso, y desde mi limitada experiencia debo indicar que siempre me llamó la atención, en cálculo y diseño de estructuras, la «clasificación popular» de que el acero es fácil y el hormigón difícil y que la gente prefiere siempre calcular en acero porque está «tirado»... Mmmh. La realidad es muy distinta y la teoría de física nos enseña que no existen problemas «fáciles» y «difíciles» en sí mismos. La dificultad sólo expresa el nivel de profundización y compromiso que se quiera asignar o dedicar al problema. De hecho, el cálculo y comprobación de piezas y nudos en acero puede ser tan complejo como se quiera,... No hablemos nada de soldaduras,... Increíblemente delicadas y complicadísimas si se quieren estudiar en profundidad. Por hoy creo que hay ya bastante para meditar...

 

Agradecido,

Eufe

 

 

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ref. Est-01_19/02/09

SOBRE LAS FISURAS EN EL REVESTIMIENTO DE UN FORJADO

De José Manuel Navarro - España


Hola a todos:

 

Acabé una obra hace dos años. Se trata de dos viviendas unifamiliares una en planta baja y la otra en planta primera. Los forjados son unidireccionales con viguetas in situ y bovedillas de hormigón. Aparte de la planta baja y planta primera también hay un semisótano. La cuestión es que están apareciendo grietas en el acabado del yeso en la parte inferior de cada forjado, de casi todos los forjados. La duda que tengo es si es por problemas de adherencia del yeso al forjado o si puede ser algún otro problema mas grave. Las fisuras son mayoritariamente en sentido longitudinal pero también aparecen en algunos caso junto a otras en sentido transversal. La cimentación es una losa de hormigón y todo el semisótano esta terminado lateralmente por muros de hormigón. El resto de la edificación es forjado unidireccional, como dije, con pilares, no muros de carga ni similar. En los suelos no se ha apreciado ninguna fisuración entre las juntas de las losas, tan solo en los techos.

En breve, si no encuentro ningún impedimento, pretendo retirar el yeso de una de las zonas fisuradas para así poder hacer una cata visual del estado del forjado, viendo si las fisuras existentes coinciden con las viguetas y/o bovedillas o si bien son independientes de estas. En el primer caso puede ser por fallo de adherencia al forjado, tendiendo a fisurar por las juntas de diferente material. En el segundo caso podría ser problemas de retracción o dilatación de los yesos de los techos. Me gustaría que alguien me lo aclarara. Solo precisar como dato adicional que el yeso no fue echado a mano, se trata de yeso proyectado, con acabado liso y pintura directa sobre él, sin aplicar previamente ninguna pasta para conseguir un liso mas liso, valga la redundancia.

 

Agradecería cualquier posible explicación a dicha patología.

 

Un saludo,

José Manuel Navarro.

 

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Respuesta:
De Juan de Quesada 24/03/09 - España


Hola, J.M. Navarro:

 

Los forjados unidireccionales formados por viguetas y bovedillas tienden irremisiblemente a formar fisuras, cuando no grietas, que corren paralelas a las viguetas. Ello es debido a que el yeso está perfectamente adherido a las bovedillas y al ala inferior de las viguetas, pero en la junta entre los dos elementos aludidos hay el lógico vacío, es decir, hay solución de continuidad, y se produce el efecto de las pastillas de chocolate: casca por donde le dejan, y no es cuestión de retracción, sino más bien por dilataciones-contracciones-flechas, etc.

Una solución de la que no puedo hablar con propiedad pues me la indicó Pepe goteras y Otilio, consiste en colocar cinta adhesiva y pintar encima toda la superficie del techo (?). Alguien me asegura que es preferible colocar una red sintética del tipo de los revocos, antes de enyesar.

 

Un saludo.

Juan de Quesada

 

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ref. Est-01_06/02/09

TIEMPOS MÍNIMOS DE DESENCOFRADO

De Rodil Milko - Perú

 

¿Cuál es el tiempo mínimo de desencofrado de estructuras?

 

Gracias,

Rodil.

 

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Respuesta:
De Álvaro 13/02/09 - España


Hola de nuevo:

 

Los plazos vienen en el Artículo 75º de la EHE (la antigua, de la EHE-08, ni idea de momento). Dependen de la temperatura y de la relación entre cargas al descimbrar frente a cargas con las que se ha calculado la estructura. Aún así, yo siempre exijo que se rompa alguna probeta al número exacto de días a los que se espera desapuntalar (a 11 días, por ejemplo), para tener más seguridad.

 

Un saludo,

Álvaro.

 

 

Respuesta:
De Eufe 18/02/09 - España


Hola Rodil y Álvaro. Hola a todos:

 

Los conceptos desencofrado y descimbrado se confunden con mucha facilidad y esto es delicado. Baste indicar que la propia Instrucción EHE lo confunde.

En efecto:

Instrucción de hormigón estructural EHE R.D. 2661/1198, de 11 de diciembre; Parte Primera: Articulado y comentarios (6 Títulos) > Título 5.º Ejecución (1 Cap.) > Cap.XIII Ejecución (15 Artículos: 65 a 79) > Aº.75. Descimbrado, desencofrado y desmoldeo (7P), en su tabla: [T.75. Períodos mínimos de desencofrado y descimbrado de elementos de hormigón armado ]

 

 

da los valores que se indican, función de la temperatura y los elementos estructurales.

 

Ahora bien, el profesor Calavera, en su muy recomendable libro: «Ejecución y control de estructuras de hormigón» - J. Calavera Ruiz y alumnos - 2004 (34 capítulos + 4 Anejos) distingue:

13. Desencofrado (+5) > 13.1. Desencofrado (6P) p. 339, definición:

Retirada de los paneles de encofrado para:

- dejar vistas las superficies

- accesibles a curado

de

14. Descimbrado (+4) (3P) p. 349 definición:

Operación retirada de los elementos de soporte provisional

- supone la entrada de carga de la estructura para el peso propio (al menos)

Como se comprueba el objeto de las diferentes operaciones es distinto y , por tanto, nos permitimos recomendar ser muy cautos con la «Instrucción» ya que lo que es instruir, instruir... Poco. A los de la norma lo que más les gusta es exigir,... ¡Y eso los pierde!... ¡ja, ja, ja!

 

Agradecido,

Eufe

 

 

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ref. Est-02_04/02/09

INFORMACIÓN ACERCA DE TIRANTES DE HORMIGÓN

De Rene - Bolivia
Normativa: EHE


Quisiera saber dónde puedo encontrar artículos relacionados con diseño y puesta en obra de tirantes de hormigón armado.

 

Gracias,

René.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_04/02/09

SOBRE EL RECUBRIMIENTO DE UN DEPÓSITO

De xxmaqxx - España


Un saludo a todos los foreros y enhorabuena, por la labor tan didáctica que hacéis. A continuación os presento mi duda, sobre el empuje al vacío en un depósito cilíndrico:

 

Estoy proyectando un depósito cilíndrico de hormigón pretensado. He calculado las paredes mediante la teoría de láminas cilíndricas y cargas axisimétricas, dilucidado a partir del libro «Teoría de placas y láminas» de Timoshenko. Como bien sabéis también se pueden emplear las tablas del Jiménez Montoya, por si alguno quiere situarse. Los resultados que he obtenido los he comprobado con ANSYS y concuerdan con la situación analítica. Posteriormente he dimensionado la armadura activa para contrarrestar la totalidad de los axiles anulares provocados por el agua y la he encajado en la pared para cumplir ELS (ELS para evitar la descompresión y ELS de limitación de la compresión del hormigón). He realizado las pertinentes comprobaciones ELU y ELS de fisuración. Ahora se me presenta la siguiente duda , y es en relación al articulo 64º de la EHE , Elementos con empuje al vacío. La pared tiene un espesor de 0,25 m para una altura de 8,5 m. La armadura activa se encuentra aproximadamente en el centro de la pared, lo que me deja un recubrimiento aproximado de 10 cm para la armadura activa, teniendo en cuenta que la fuerza de pretensado inicial es 502 kN (ya están restadas las perdidas instantáneas de pretensado.

Mi pregunta es:

¿Cómo puedo justificar numéricamente que el citado recubrimiento es suficiente para evitar la plastificación del hormigón y no producir el llamado efecto al vacío?

Opciones que he pensado:

1º Realizar una comprobación a cortante para un metro de muro , considerando como canto útil los citados 10 cm de hormigón, y considerando la cuantía de armadura pasiva vertical, así como el efecto de la tensión axil de compresión (debido al pretensado, art. 44.3.2.1, Piezas sin armadura a cortante EHE). Comparar este cortante con el obtenido valor de Pkin/radio .

2º Plantear un modelo de bielas y tirantes, aunque parece una sección muy pequeña para poder considerar este método.

3º Colocar armadura transversal anclada a la armadura pasiva vertical o horizontal del depósito, en cada uno de los tendones.

La opción nº 3 es la que me gustaría evitar a toda costa , si conocéis algún, libro, o apunte que me pueda ayudar os lo agradeceré eternamente.

 

Un cordial saludo.

xxmaqxx.

 

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ref. Est-02_03/02/09

SOBRE UNA GRIETA HORIZONTAL EN UN PILAR

De Agustina - España


Hola a todos:

 

Vivo en un edificio que tiene 16 años, en una habitación hay un pilar que corresponde a lo que es el hueco del ascensor. El pilar es visible por tres caras. Hace dos años apareció una pequeña fisura horizontal en una cara justo en el centro y a 80 cm del techo, hoy en día la fisura abarca las tres caras del pilar y tiene un sonido hueco en la zona donde apareció la fisura inicial. Para mas datos el edificio tiene 6 alturas, yo vivo en el 2 piso. ¿Puede ser serio el problema?

 

Agustina.

 

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Respuesta:
De María Castaño 05/02/09 - España


Hola de nuevo:

 

Yo creo que puede ser serio el problema y debes plantearlo a la comunidad pues se trata de un problema estructural. Tenéis que contactar con un arquitecto que os evalúe el problema y os proponga soluciones. Desde aquí es difícil evaluarlo sin tener más datos. Por lo que dices es un pilar de la 2ª planta, de 6 que tiene el edificio, por lo que es posible que el pilar esté trabajando fundamentalmente a compresión (dices que al lado está el hueco del ascensor, este hueco provoca discontinuidad en el forjado aunque no en las vigas aunque habría que ver el diseño estructural de la planta de dicho forjado). También dices que hay un sonido a hueco en la zona de la grieta por lo que parece que hay una zona sin hormigón dentro del pilar. Si esto es así, la sección efectiva del hormigón es menor que la diseñada en su cálculo y por otra parte las armaduras del mismo en dicha zona serán libres de pandear libremente y de tener problemas de corrosión (no dices si la estancia es una zona húmeda o no).

Pero insisto, TENÉIS QUE CONTACTAR CON UN ARQUITECTO que os evalúe la patología y solucionarla según sus indicaciones.

 

Un saludo,

MCC.

 

 

Aclaración:
De Agustina 05/02/09 - España


Hola de nuevo:

 

Una aclaración a la referida consulta. El sonido a hueco que observé es el yeso que está desprendido del pilar. He procedido a retirarlo y la fisura aunque es pequeña circunda las tres caras del pilar.

 

Agradecería una opinión, gracias.

Agustina.

 

Respuesta:
De Juan de Quesada 24/03/09 - España


Hola Agustina:

 

Edificio del año 93, pilar en una habitación, que deja visible tres de sus caras con una fisura horizontal. El pilar se asume que trabaja a compresión compuesta, por tanto, la fisura probablemente sea de retracción, o simplemente se haya formado a consecuencia de cierta mala costumbre de encofradores que colocan los pilares verticalmente una vez se ha iniciado el fraguado del hormigón, fisurándolo ya en origen. De todos modos para salir de dudas basta una auscultación por ultrasonidos, realizable por cualquier laboratorio de ensayos de materiales, homologado en el área de hormigones.

 

Un saludo,

Juan de Quesada

 

Respuesta:
De Jose 17/04/09 - España


Hola Agustina:

 

Efectivamente habría que tener más datos, pero en un principio piensa que una fisura horizontal es posible que sea de retracción. También podría ser de flexión, pero en un pilar en 2ª planta no parece probable. Por lo tanto y con todas las precauciones yo te diría que no parece problemático, pero en efecto deberíais llamar a un técnico que lo estudie.

 

Un saludo,

Jose.

 

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ref. Est-01_03/02/09

SOBRE LAS JUNTAS DE UNA PASARELA ELEVADA

De Pablo - España


Hola a todos:

 

Me pongo en contacto con vosotros para tratar un tema de juntas. La obra en cuestión es una pasarela elevada, la pasarela tiene una longitud de 284 m y una anchura de 8 m y tiene dos juntas que están separadas 11-13 cm. El pavimento es de hormigón pulido con un acabado final de resinas. En la pasarela existen rodillos mecánicos horizontales a todo lo largo de la pasarela para desplazamiento del personal, dos de ellos se encuentran entre estas juntas por lo que también seria conveniente realizar un tratamiento del encuentro entre el final del rodillo mecánico y la solera de hormigón pulido, para así permitir movimiento sin interferir en el funcionamiento de estas. La idea es e utilizar un tipo de junta superficial, es decir mas bien un tapajuntas.

He estado investigando y he encontrado alguna casas que las comercializan pero no en estas dimensiones. He visto esta página y les agradecería cualquier aportación en cuanto a otra solución o casa que si realice este tipo de juntas.

 

A la espera de una pronta contestación, reciban un cordial saludo.

Pablo.

 

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¡Sin respuesta!

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