Estructurín

FORO ESTRUCTURAS

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CONSULTAS ESTRUCTURAS JUNIO - AGOSTO 2009

Comic centro de gravedad


Curso Muros Contención Fábrica Armada

ref. Est-02_27/08/09
SOBRE UN VOLADIZO DE 6 METROS
De Gabriel - Argentina

Hola a todos:

Tengo un problema con un voladizo que el arquitecto me exige debe ser de aproximadamente 6 m. Ya le propuse dos apoyos en el extremo y no quiere saber nada. Estoy pensando por el lado de la estructura metálica recubierta en hormigón o bien pensándolo como dos canos uno vertical y el otro horizontal con máximo grado de empotramiento (sería como una L invertida). Si alguien ha tenido experiencia en un volado similar a éste, le agradecerá cualquier dato.

Desde ya much¿simas gracias,

Gabriel.

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (n¿ de referencia en la parte superior derecha)
Respuesta:
De Eufe 27/08/09 - España

Hola Gabriel, y hola a todos:

Un voladizo, ménsula, pescante siempre debe considerarse empotrado en el extremo de sustentación, no hay 'opciones' en el nudo sustentante (giro y desplazamiento nulo). Si se trata de un problema de flexión en piezas lineales, y -para una gravedad dada, como el caso de la tierra- viene a ser un invariante (o casi) el canto. El material es mucho menos determinante de lo que se cree, apenas influye.

En el caso del hormigón armado (concreto reforzado), un voladizo tiene una esbeltez del orden de 1/10 de la luz, medida a la entrega, pudióndose emplear una sección de canto variable, donde el canto gen¿rico respete la esbeltez desde su abcisa. Lo que van a mandar son los desplazamientos del extremo libre. Cierto es que se puede uno ayudar de esfuerzo internos inducidos por armaduras activas, para corregir tanto fisuración como flecha. Caso de armaduras pasivas, prefiere aceros de bajo límite elástico, o bien juega con las tensiones reales del mismo. Hay gente que pervive con el «mantra» de que en materiales hay que perseguir ciegamente la resistencia como «lo ¿nico deseable en estructuras», sin percibirse de que la moneda siempre tiene dos caras, y la otra se llama deformación.

Se puede jugar con la sección, y afinar la tradicional sección rectangular como una 'L' o 'T' invertida, incluso tantear una sección mixta de perfil base met¿lico y cabeza comprimida de hormigón, siempre y cuando tengas garant¿as de ejecución sobre el problema de rasantes. La opción sugerida «sección compuesta», de acero recubierta de hormigón, es un dise¿o dirigido a compresiones. Otra alternativa sería emplear prefabricados -ya existentes, por razón de seriación- que eventualmente pudieran solucionar el enunciado.

Respecto al dise¿o -marquesina, intuyo- debes ser cuidadoso con las acciones, especialmente las de viento caso de estar expuesta, por la inversión presumible de solicitaciones en su caso. Si el hormigón va a quedar visto, cuidar la elección del mismo -ojo con la retracción-, los detalles de recubrimientos, goterones, etc. a fin de tener durabilidad. Cuida la «flecha ¿ptica» (contraflechas). Cuida asimismo la secuencia correcta de desencofrado y descimbrado, para obtener el mejor resultado.

Para acabar, tengo entendido -y puntualmente comprobado- que el manejo del hormigón armado en Argentina se realiza con soltura y eficacia desde la ense¿anza, y tiene experimentación sobrada pr¿ctica, al menos en ciudades de cierto tama¿o. Naturalmente Baires viene siendo, desde hace d¿cadas, una gran ciudad con incontables ejemplos de arquitectura de todas las facturas y tendencias.

Agradecido,

Eufe

 

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 27/08/09 - España

Estimado compa¿ero argentino, Gabriel:

A mi modesto modo de ver, y yo soy arquitecto, tienes b¿sicamente dos soluciones fáciles de realizar; una utilizar unos tirantes met¿licos anclados en la punta del voladizo, y en el forjado superior, así las vigas que vuelan funcionaran como empotradas-apoyadas, y su sección ser¿ no muy grande, y su flecha en la punta del voladizo ser¿ fácil de controlar. Tienes que solucionar las fuerzas que anclas en el forjado superior. L¿gicamente los tirantes se ver¿n y habría que integrarlos en el dise¿o del conjunto, pero seguro que se puede solucionar.

La otra solución sería volar vigas de H.A. (hormigón armado), de un canto de al menos 100 cm, que apoyen todo el cuerpo volado. Estas vigas deben de continuar por lo menos un vano interior. Muchas veces estas vigas de canto se pueden descolgar por arriba, es decir el forjado atraca en ellas por debajo, dejando el intradós del forjado plano, y se pueden utilizar las vigas resaltadas por arriba como antepechos sobre los que apoyar las barandillas del tipo que sean. Sólo se deben aumentar los estribos por el efecto de la carga colgada, ya que esta debe ir al cordón superior comprimido para transmitir el cortante por el modelo de la celos¿a, aunque al estar en voladizo el cordón comprimido esta abajo y tal vez no sea necesario, hay que estudiarlo. Yo he hecho alguna solución de ese tipo y es muy fácil de integrarlo en el dise¿o y suelen quedar muy bien.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

Respuesta:
De Biel Fuster 28/08/09 - España

He resuelto un voladizo de 5 metros en una estructura, con unas flechas totalmente aceptables. Lo he hecho con unas vigas pantalla y unos contrapesos. Pienso que puede funcionar en tu proyecto de del voladizo de 6 m. No s¿ si se podr¿a adaptar a la volumetr¿a de tu edificio. Para eso tendr¿as que mand¿rmelo en cad al correo arquicalcul@arquicalcul.com

A veces es complicado adaptarse a los requirimientos de un arquitecto; te lo digo por experiencia, yo lo soy. Saludos,

Biel Fuster.

 

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ref. Est-01_27/08/09
SOBRE SOFTWARE DE cálculo DE LOSAS POSTENSADAS
De Roberto Ellis - España

Hola a todos:

Se me planteado calcular una estructuras de elementos postensados, la mayor¿a losas. La consulta es d¿nde podr¿a consultar el m¿todo de cálculo, o en su defecto si conoc¿is alg¿n software para calcular este tipo de elementos.

Gracias,

 Roberto Ellis.

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Respuesta:
De Fran Arias 31/08/09 - España

Estimado Roberto. La firma CUBUS posee el programa que necesitas. En España lo comercializa la ingeniería FHECOR.

Saludos,

Fran Arias.

 

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ref. Est-01_17/08/09
SOBRE LA VIDA ÚTIL DE LAS ESTRUCTURAS metálicaS DE EDIFICACIÓN
De José M. - España

Hola a todos:

Me gustaría saber si la normativa sobre estructuras metálicas para edificación (viviendas / oficinas) establece actualmente una vida útil m¿nima para las mismas, de la misma forma que lo hace la Instrucción EHE 08 de estructuras de hormigón. De no ser así, ¿qué valores de referencia se manejan habitualmente para la vida útil de las estructuras metálicas? ¿Cu¿ntos años se suele garantizar para este tipo de estructuras?

Gracias,

José M.

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Respuesta:
De jJ 18/08/09 - España

Estimado José María:

La vida útil de una edificación de acero se puede considerar de 50 años según los datos que se consideran para las acciones (de hecho si nos remitimos al CTE-SE-AE existe una variable que es el periodo de retorno y que nos indica un factor para incrementar/reducir las acciones de viento al considerar una vida útil mayor/menor de la edificación.

De todas formas en acero influir¿a mucho tambión la exposición de la edificación y el ambiente en el que se encuentra, acciones a las que ha sido sometido, nivel de compromiso (no sería lo mismo una nave industrial-almac¿n que una central nuclear, por ejemplo), etc.

Un saludo,

Juan José.

 

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 18/08/09 - España

Estimado compa¿ero José M.:

La vida útil de cualquier tipología de estructuras de edificación, incluidas l¿gicamente las metálicas, es de 50 años m¿nimo; mientras no se justifiquen adecuadamente otros valores. Cosa que no es habitual. Ver CTE DB SE Bases de cálculo, punto 1 Generalidades, p¿rrafo 4.

Un saludo a todos los arquitectos e ingenieros de España y del mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-01_14/08/09
SOBRE LAS CARACTERÍSTICAS DE UN DE hormigón CICLÓPEO
De David - España

¿qué tipo de hormigón se usa para hormigónciclópeo (HA-...)? ¿Vale el hormigón ha-125 para ello y en caso de que no valga cuál utilizaríais?

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Respuesta:
De Antonio González Sánchez 18/08/09 - España

Estimado compa¿ero David:

El hormigónciclópeo como tal no lo contempla la EHE 08. Existe la posibilidad de asimilarlo a hormigones de uso no estructural, ver Anejo 18 de la EHE 08, donde existen los hormigones de limpieza, HL, y los hormigones no estructurales, HNE, en ambos su resistencia m¿nima es de 150 Kp/cm2, (15 N/mm2, H-15). Tambión tienes la posibilidad de asimilarlo a hormigón en masa, HM, cuya resistencia m¿nima es de 20 MPa.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del mundo, desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

Respuesta:
De Eufe 19/08/09 - España

Hola, David y hola a todos. Y un saludo y agradecimiento al compa¿ero Antonio González.

S¿lo aprovechar para comentar que sorprende -cada vez más- el tratamiento normativo a los hormigones pobres. Para empezar resulta cuando menos dudoso que un material de resistencia a compresión 150 kp/cm2 o menos sea menospreciado por NO ESTRUCTURAL pone -como corolario- fuera de los materiales estructurales la mayor¿a de las f¿bricas y maderas, y ni hablamos de los suelos, que los pobres ¿se mueven en el orden de unidades de kp/cm2!

Da cierta repugnancia admitir que entonces la gran parte del legado arquitectónico que nos ha llegado, está resuelto con materiales no estructurales, sea el pante¿n de Roma, o cualquier catedral gótica. Leyendo a Heymann, puede uno corroborar esto... ¿Ah! y sería lamentable considerar al profesor Jacques Heymann, un hombre que ha dedicado toda su vida al estudio y análisis de estructuras, que vengan los de la CPH y se mofen de ¿l porque no ha estudiado nada de materiales ni problemas estructurales.

Volviendo al hormigón, el parámetro de la resistencia es uno de los muchos parámetros que describen el hormigón, pero ni mucho menos el ¿nico, como tampoco garante de calidad por si mismo. La elección de un ¿rido, tama¿o m¿ximo, el estudio granulom¿trico, el coeficiente de forma, el porcentaje de finos, la docilidad, la relación a/c, aditivos, el transporte, la puesta en obra, el curado,...etc. pueden hacer un buen hormigón -por resistencia- sobre el papel, en un aut¿ntico problema en obra. En el caso particular de un hormigón de limpieza cuyo objetivo nunca es resistente, pues al estar el contacto con el terreno se sobra y se basta con una resistencia de unidades de kp/cm2 (al menos la del terreno, y punto). más bien lo que se le pide es impermeabilidad, lo cual es delicado en contacto con un material normalmente de seco a muy seco como es el terreno (pocas veces se efect¿an los ¿ltimos 20 cm de excavación inmediatamente antes del vertido, cuando no nunca), en una tongada de espesor alrededor de 10 cm y bastante mayores medidas longitudinales y transversales, con un buen hormigón (¿ptica de resistencia). Curiosamente, las soleras que de alg¿n modo se asimilan a este tipo de disposiciones descritas, no son motivo de preocupación y estudio por parte de la Norma, lo que causa una serie de problemas reales tremendos (en «demecúnica» ya apareci¿ más de un problema, y de coste no despreciable). En cuanto al hormigónciclópeo, se podr¿a decir casi otro tanto, con la particularidad que en muchos casos estamos ante el ep¿grafe de hormigonado de grandes vol¿menes, que por supuesto es espec¿fico, y la retracción es determinante. En fin, que salvo opinión documentada en contra, me parece simplemente burlesca la posición de la norma de hormigón,...que se les supone conocimiento sobre el hormigón, además de su parámetro de resistencia, que como se puede comprobar es s¿lo uno,...

Agradecido,

Eufe.

 

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ref. Est-01_07/08/09

SOBRE UN PROBLEMA DE RESISTENCIA DE MATERIALES

De Laura - España

Hola a todos:

 

Tengo un peque¿o problema con la sección siguiente y es que:

Suponiendo que la fuerza P no realiza un esfuerzo cortante (es decir a=0), debo hallar la máxima fuerza que puedo aplicar en A, de forma que la sección se rompa a la vez a compresión y tensión. Se supone que el material que se rompe es el que alcanza la tracción de rotura, pero sigue resistiendo el resto de la sección (tensión de rotura a compresión 200 kg/cm2 -tensión de rotura a tracción 10 kg/cm2).

Utilizo el m¿todo de la rebanada elemental, que consiste en ponerla en equilibrio (ver archivo pdf adjunto); sin embargo me salen 5 ecuaciones con 5 inc¿gnitas y es que son muy largas e intento resolverlas con la HP ¿pero me da error! ¿qué tengo mal? (no soy partidaria de usar la HP, pero necesito saber el resultado de una forma r¿pida) de cualquier forma, lo que mas me interesa es el planeamiento.

 

Gracias a todos,

Laura.

 

 

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Respuesta:
De Eufe 08/08/09 - España


Hola Laura, y hola a todos:

 

Con todo respeto no se quión ha redactado el enunciado, pero suena raro y parece que no sabe bien ni de d¿nde parte ni a d¿nde quiere ir.

Se trata de una sección T y se quiere agotar simult¿neamente en tracciones y compresiones con límites de tensión diferentes (+10 y -200 kp/cm2). Mientras est¿ en rango elástico -y se apliquen las hip¿tesis tradicionales- las posibles secciones planas pivotaran -en alzado lateral- alrededor de la LN (l¿nea neutra).

Recordamos que la LN -en rango elástico- separa momentos est¿ticos iguales. Ahora bien si comprendo bien, cuando fibras alcanzan la tensión de rotura, El resto de la sección sigue trabajando es que te est¿n colando de matute un problema de cálculo plástico, en cuyo caso la LN salta inmediatamente a una posición que es la que separa áreas iguales en la sección T.

Las ecuaciones de equilibrio de una sección -para el caso- son s¿lo 2 (suma de momentos y suma de axiles). Puedes ayudarte mientras haya fibras en estado plástico con las ecuaciones de compatibilidad (proporcionalidad de tensiones función de 'y' distancia de la fibra a la LN). Ahora bien me resultan extraños algunos puntos como:

1. sugerir impl¿citamente que estamos hablando de algo así como hormigón y no faciliten las ecuaciones constitutivas del material

2. que estemos empleando una fuerza inclinada que se supone para el caso que no genera cortante,...(?), pues se pinta un axil y no se introduce confusión.

3. que se plantee subliminalmente que se trata de un material claramente NO birresistente (parece hormigón, y se derive el problema al campo plástico.

 

Nota 1: he ido algo r¿pido y no he rastreado las '5 ecuaciones con 5 inc¿gnitas.

Nota 2: las calculadoras HP son magn¿ficas, y por ah¿ no estar¿ el problema.

Nota 3: el t¿rmino tensión' como contrapuesto a compresión es un anglicismo que crea muchos problemas de comprensión en los libros traducidos (por personal no especializado) al espa¿ol. Te sugiero precisión en la jerga de estructuras y traducirlo por tracción. El maestro De Miguel, lo primero que ense¿a y exige es la precisión en el manejo de la terminología de la jerga, pues desafortundamente la inmensa mayor¿a de publicaciones de estructuras tienen una terminología laxa, dudosa y confusa.

 

Agradecido,

Eufe

 

 

 

Agradecimientos y aclaraciones:
De Laura 12/08/09 - España


Hola Eufe:

 

Gracias por la ayuda que me est¿s dando. Ya que veo que no he planeado correctamente el problema, te lo escribo textualmente:

Sobre la sección de la figura y en el punto A, act¿a una fuerza denominada P que forma un ¿ngulo alfa con la horizontal. El material resiste 200 kg/cm2 a compresión, 20 kg/cm2 a tracción y 10 kg/cm2 a esfuerzo cortante. Se supone que el material se rompe en los puntos donde alcanza la tracción indicada pero sigue resistiendo el resto, consider¿ndose que la sección se agota cuando las máximas tensiones a compresión o cortante alcanzan los valores dados.

Se pide:

  • M¿ximo valor de P cuando alfa =0

  • Valor de alfa (con un error de 5 minutos, para que la sección se agote a la vez a compresión, tracción y cortante).

  • Valor de P en el caso anterior.

     

El segundo apartado no lo he resuelto, porque ni siquiera sab¿a si estaba bien el primero, de cualquier forma no s¿ por donde cogerlo. Respecto la HP, utilizo el programa SOLVESYS 1.2 y parece que se vuelve loca se queda pensando y tanteando, pero no da nada.

 

PD: Lamento haber puesto lo del hormigón, me he confundido con otro ejercicio, ya lo siento.

 

Gracias,

Laura.

 

Respuesta:
De Eufe 19/08/09 - España


Hola Laura, y hola a todos:

 

Gracias por tus l¿neas, y trato de simplificar el enfoque, si bien quedan zonas difusas a mi entender.

Vamos a ver, si empleamos las ecuaciones cl¿sicas de 'consumo' de tensiones máximas, tenemos:

ahora bien:

La única inc¿gnita es el axil N, ya que M = N . e

Con las hip¿tesis tradicionales el¿sticas (Bernouilli, Navier, Kirchoff, etc) las deformaciones planas pivotan alrededor del c.d.g. Si limitas las tracciones a 20 kp/cm2 (en la fibra superior, como no puede ser de otra manera), la pendiente del diagrama de tensiones de tracción es 20 / 18,64 = 1,07 (donde yg2= 18,64). Si limitas las compresiones a 200 kp/cm2 (en la fibra inferior, como no puede ser de otra manera), la pendiente del diagrama de tensiones de tracción es 200 / 41,36 = 4,84 (donde yg1= 41,36). La primera conclusión, es que es imposible -en un planteamiento lineal, elástico- del agotamiento doble simult¿neo a compresión y tracción, ya que en la realidad la pendiente del diagrama de tensiones ser¿ una única (no se puede quebrar). Por tanto como la pendiente menor es la que manda (1,07), te da una tensión en el borde comprimido de 1,07 x 41,36 = 44,34 (kp/cm2), y ah¿ se acaba la historia puesto que hemos agotado las fibras traccionadas, si seguimos forzando la N y/o la e (es lo mismo que la M), ya est¿ la sección fuera de servicio. Por cierto, al releer mi primera respuesta no queda claro que el paso en cálculo plástico a la L.N. separando áreas iguales s¿lo se produce en la situación de todas las fibras plastificadas, y con material birresistente, no en otro caso, y tampoco -como parece sugerirse- que la L.N. salta poco a poco.

Creo que ahora entiendo porque la calculadora se vuelve loca, porque le metes ecuaciones que son combinación lineal de otras (en matem¿ticas, la misma ecuación dos o más veces) con lo cual, obviamente la m¿quina no puede resolver (la m¿quina, ni nadie). De otro modo, 2x+1=5 y 4x+2=10 aunque parezcan dos ecuaciones son la misma, una multiplicada por 2 y ya est¿. Esto no sirve en un sistema de ecuaciones. El problema, generalizado con τ debes aplicar alg¿n criterio al uso para la suma de s y τ que no es algebraica. No es un problema sencillo puesto que tienes que apuntar al salto de anchura de la T como punto sospechoso puesto que la τ se dispara con el doble ancho de la fibra estrecha y la ancha mientras que la Sx es la misma (y el cortante, y la inercia). Pero el consumo m¿ximo bien pudiera estar tambión a la altura del c.d.g. (Sx máxima). En todo caso, una sección T no te puede crear mucho problema, con s¿lo una inc¿gnita (N).

 

Agradecido,

Eufe

 

 

 

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ref. Est-01_30/07/09

SOBRE EL ACERO POR M2 DE MURO

De Manuel - España

 

Hola a todos:

 

Necesito saber el peso de acero que entra en un metro cuadrado de muro ya sea del calibre que sea ¿Existe una tabla para esto? ¿Como conseguirla?

 

Gracias,

Miguel.

 

 

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Respuesta:
De Eufe 05/08/09 - España


Hola Miguel, y hola a todos:

Podr¿a ser más precisa la pregunta dadas la cantidad de variables que intervienen en muros (sobreentiendo de hormigón), desde muros de carga, contraviento o pantallas, de s¿tano, de contención,..etc.

Asimismo intervienen el tipo de acero, la distancia entre juntas (clima, ¿poca de construcción). Terriblemente determinante es la agresividad ambiental, y por tanto el «w» ancho de fisura m¿ximo que te puede -sin mucho problema- duplicar las cuantías. En todo caso y dado que estoy metido ahora -casualmente- en muros de contención desde la geotecnia.

Te adelanto que en muros de contención -acorde a J. Calavera- oscila entre 21,7 a 39,8 kal/m3 (alturas de contención de 2,2 a 8,5 m) Tambión puedes hacer tanteos r¿pidos con mecúnica racional y usando como «z» el 0,85d caso de flexiones. Cuidando aplicar la normativa para problemas de retracción y adherencia, cuantías m¿nimas.

Tambión puedes emplear alguna aplicación comercial como CYPE que incluye salidas de mediciones, cuantías, etc. Existen varias publicaciones para muros de contención y s¿tano así como dep¿sitos, tanto de INTEMAC como de MACSA o TETRACERO.

Respecto c¿mo o d¿nde conseguirlas, puedes echar un vistazo en la red o dirigirte a una biblioteca de escuela o colegio de arquitectura o ingeniería.

 

Agradecido,

Eufe

 

 

 

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ref. Est-01_07/07/09

SOBRE LAS JUNTAS DE CONTRACCión EN ESTRUCTURAS DE hormigón

De José Antonio - España


Hola a todos:

 

Mi consulta es sobre si las juntas de contracción (para evitar los efectos t¿rmicos) de una estructura de hormigón, es necesario realizarlas tambión en la cimentación.

En mi caso tengo pensado ejecutar una losa de cimentación, y como el edificio es un poco particular y ambos lados de la junta tengo estructuras diferentes (una pilares de hormigón con cerchas metálicas y la otra forjado de hormigón, me puedo permitir no poner los pilares doblados de la junta enfrentados.

 

Muchas gracias por vuestra colaboración. Un saludo,

José Antonio.


 

 

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Respuesta:
De Antonio González Sánchez 14/07/09 - España


Estimado compa¿ero José Antonio:

Entiendo que cuando dices juntas de contracción, te estas refiriendo a las juntas de dilatación estructural (JDE). Las JDE en general no es necesario continuarlas hasta la cimentación, pues esta no tiene variaciones t¿rmicas. Pero entiendo que si debes hacer la JDE de la losa para arriba, por lo que tendrías que duplicar pilares, junta en diapasín. Para este caso la única precaución a disponer, a mi juicio, sería el aumentar un poco la armadura superior en la zona de la junta en diapasín, perpendicular a esta, de los pilares para así evitar las fisuras por tracción que los pilares transmitir¿n a esa zona de la losa. Puede ponerse sobre un 2 por mil de cuantía geométrica, y seguro que funciona.

Lo que s¿ conviene que hagas en la losa, es disponer juntas de retracción de hormigonado cada 10x10 metros o así, y hormigonar la losa como si fuera un damero, un cuadro si otro no, etc.

 

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

 

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ref. Est-01_04/07/09

SOBRE LA DURABILIDAD DE UNA ESTRUCTURA DE hormigón

De Salvador Galmes - España

 

Hola a todos:

 

¿Cuál es la velocidad de oxidación de una estructura de hormigón armado en proceso de reparación y a la Cuál se han descubierto las barras en proceso de oxidación y permanece así en ambiente marino, esperando su protección?

 

Gracias,

Salvador Galmes.

 

 

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Respuesta:
De María Casta¿o 08/07/09 - España


Hola:

 

Si la estructura est¿ en proceso de reparación, supongo que se habría hecho una peritación por t¿cnico competente y se habrían tomado las decisiones de reforzar y/o reparar la estructura. La primera acción sobre la estructura (además de apuntalar si es necesario) es pasivizar las armaduras para que no se sigan corroyendo. No es necesario tener en cuenta la velocidad de corrosión una vez iniciada la reparación de la estructura, además esta velocidad puede variar según las zonas. En cualquier caso te transcribo unas notas de la «GU¿A PARA LA INSPECCión Y EVALUación PRELIMINAR DE ESTRUCTURAS DE hormigón EN EDIFICIOS EXISTENTES» del INSTITUTO VALENCIANO DE LA EDIFICación (es un documento reconocido del C¿digo T¿cnico),  en contestación a tu pregunta.

 

El proceso de corrosión. Periodo de iniciación. Modelo Tuutti (gráfica que nos da el grado de corrosión en nuestra estructura en función del tiempo en años).

1. Periodo de iniciación T1, tiempo transcurrido desde la ejecución de la estructura hasta que el frente del factor de deterioro del hormigón (cloruros o carbonatación) alcance la armadura y despasivice el acero (f(t)=0 D(0,T1)).

2. Periodo de propagación (T2-T1), desde el despasivado del acero hasta que se desarrolla en la estructura un nivel de deterioro inaceptable (f(t)=m(t-T1) D(T1,T2)). La velocidad de corrosión sería m. Si T2 es el tiempo transcurrido en años desde que se construy¿ el edificio tenemos:

T1= T2/Cr2 Cr(carbonatación relativa)=F(espesor frente carbonatado)/R(espesor recubrimiento) G( Grado de corrosión)=aumento de peso (por el ¿xido formado) por unidad de ¿rea m (velocidad propagación corrosión)=G/(T2-T1)

 

Un saludo,

María Casta¿o.

 

 

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ref. Est-01_18/06/09

SOBRE EL cálculo DE TENSIONES PRINCIPALES 

De Jaime - Chile

 

Hola a todos:

 

¿Alguien sabe como graficar las trayectorias de las tensiones principales en un muro de hormigón?

 

Agradezco alguna respuesta.

Jaime.

 

 

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Respuesta:
De jJ 27/06/09 - España


Estimado Jaime:

 

Para el problema que planteas los softwares de elementos finitos hacen ese cometido: bien representación gráfica de isovalores, bien vectores de direcciones de tensiones. Otra posibilidad sería para las acciones actuantes (empuje de tierras y agua, sobrecargas, etc) determinar las leyes de flectores, axiles y cortantes en la pantalla y en la zapata, y luego obtener para en los puntos de cada una de las secciones la composición de tensiones normales y tangenciales, lo que te conducir¿ por el c¿rculo de Mohr a las tensiones principales s1 y s2.

 

Espero te sirva de ayuda:

jJ

 

 

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ref. Est-01_17/06/09

SOBRE EL cálculo DEL parámetro av EN UN CAPITEL MET¿LICO

De Miguel - España

 

Hola a todos:

 

Estaría interesado en saber como desarrollar o adaptar la formulación del parámetro av cálculo de capiteles met¿licos que aparece en la hoja de cálculo de Coya, para el cálculo de la sección homogeneizada fisurada en el caso del capitel met¿lico.

 

Gracias por vuestra colaboración

Miguel.

 

 

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¿Sin respuesta!

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ref. Est-02_03/06/09

SOBRE EL FALLO DE UNA UNión CON TORNILLOS PRETENSADOS

De Ra¿l - España

 

Hola a todos:

 

¿Es posible, en tornillos pretensados, que rompa antes la chapa por aplastamiento que por cortadura?

 

Muchas gracias.

Ingeniero.

 

 

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Respuesta:
De jJ 12/06/09 - España


Estimado Ra¿l:

 

La pregunta que formulas tendr¿a que ser más concisa. En tornillos pretensados el fallo de la unión se puede producir por varios motivos:

1) Deslizamiento (bien sea en ELU o ELS)

2) Aplastamiento

3) Bloque de cortante

4) Fallo de la placa (según la sección neta o la bruta).

5) En uniones traccionadas, momento y fallo del sistema T-Equivalente.

 

así pues tendr¿as que especificar mejor a qué te refieres (tipo de unión, esfuerzos, etc) con el tema del cortante puesto que en un principio los tornillos pretensados no trabajan a este esfuerzo.

 

Sin otro particular reciba un cordial saludo,

jJ

 

 

Respuesta:
De Eufe 12/06/09 - España


Hola Ra¿l, hola a todos:

 

Creo que se trata de un doble problema devenido del planteamiento de la bibliograf¿a al uso, y su enfoque «aislado» sistem¿tico de los problemas de dise¿o, cuando para el caso debe establecerse la convergencia de requerimientos.

Por otra parte, est¿ de transfondo el principio de Saint Venant, que advierte de la problem¿tica tensional en peque¿as zonas. Esto evidencia el planteamiento muchas veces «sectorizado» de los problemas estructurales, sin la deseable panor¿mica general. En el «Curso de elasticidad y resistencia de materiales. Resistencia de materiales» de Luis Ortiz Berrocal, edición de 1980, en el cap¿tulo 3, «Cortadura» viene bastante bien descrito el proceso de dise¿o correcto, tanto en su enfoque particularizado como el general.

Y, bueno, claro que puede fallar un requerimiento antes que otro. El tema recuerda la filosof¿a del viejo problema del objeto sobre el plano inclinado que al aumentar la pendiente se pide si primero vuelca o desliza.

 

Agradecido,

Eufe

 

 

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ref. Est-01_03/06/09

SOBRE LA POSIBILIDAD DE PONER UN CONJUNTO DE OBRA EN UN ¿TICO

De Eva - España

 

Hola a todos:

 

Vivo en un ¿tico con terraza solarium y quisiera poner un conjunto de obra fabricado «in situ» que constaría de 2 bancos y una mesa con dos pies de 1,70 de largo y 0,90 de ancho. Ya hemos subido los materiales pero « de repente» me ha asaltado la preocupación ¿Y si lo hago y con esto afecto la estructura del edificio?. No sé a quien preguntar, otro dato que puedo dar por si sirve de algo es que la obra es relativamente nueva concretamente me la entregaron en el 2004.

 

Muchas gracias.

Ingeniero.

 

 

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Respuesta:
De Eufe 12/06/09 - España


Hola Eva y hola a todos:

 

Si la vivienda te la han entregado en 2004, tendrías la documentación de proyecto (o fácil acceso a ella) en la que figuraría la sobrecarga de uso prevista acorde al CTE. Dado que «solarium» no es una terminología definitoria para sobrecargas, te doy las de cubierta transitables privadas: 1 kN/m2 -100 kp/m2- de repartida y una local (en zona más desfavorable) de 2 kN -200 kp-.

Deber¿s tener un margen con la sobrecarga de nieve. No me parece razonable la propuesta de CTE ya que no es raro que con el buen tiempo -y en terrazas o cubiertas- se organicen barbacoas u otros eventos que re¿nen bastantes personas, sin contar con que puedan devenir en alg¿n tipo de danza comunal. Recordamos que las antiguas «MV» asignaban para viviendas «econ¿micas» la sobrecarga de 150 kp/m2, que posteriormente se eliminó incluso por el componente oprobioso de «econ¿micas» (l¿ase para pobres), quedando el m¿nimo en 200 kp/m2.

Si un solado más recibido bien medido y pesado rebasa sistem¿ticamente los 100 kp/m2, me parece que una vez más el CTE demuestra su enciclop¿dico desconocimiento del mundo de la edificación, y el tema es más burlesco aún si se supone que la bandera de actuación de CTE es el «nivel mayor de exigencias de calidad que la sociedad demanda». En f¿n, se valora por sí solo.

 

Agradecido,

Eufe

 

 

Respuesta:
De Juan de Quesada 12/06/09 - España


Hola Eva:

 

Supongo que se trata de una obra de albañilería a ejecutar por un profesional albañil, es decir, no por un improvisado Otilio.

De cualquier modo aún en este caso se asume se trata un tipo normal, por tanto, procuraría hacer los bancos y la mesa sin macizar. Yo te preguntaría cual es el peso total de los materiales a emplear, por si acaso. La única precaución a considerar es verificar si el forjado de cubierta (terraza) es de viguetas, pues en tal caso, y para tu tranquilidad, no deberían colocar los apoyos de la obra paralelamente a las viguetas, sino normalmente dispuestas, o sea, atravesados para mejor reparto de la carga en las viguetas, evitando concentrar pesos sobre la bovedillas. Por lo demás no deberían aparecer problemas, pero con la escasa información que aportas no podemos saber si se trata de una azotea pavimentada sobre tabiquillos, pavimento flotante, o lo que sea. Si el ejecutor es profesional lo averiguar¿ fácilmente.

En resumen: más que preocuparte por los daños a la estructura hay que preocuparse por el propio pavimento. Y a todo esto: ¿no sería más práctico adoptar bancos y mesa de terraza de esos que tanto abundan en las grandes áreas comerciales?

 

Un saludo de Juan de Quesada

 

 

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ref. Est-01_02/06/09

SOBRE LA NORMA A APLICAR A UNA CINTA TRANSPORTADORA Y PASARELAS metálicaS

De Ingeniero - España

 

Hola a todos:

 

¿Me gustaría saber qué normativa de cálculo es aplicable a una estructura metálica formada por una cinta transportadora y pasarelas que atraviesa un río o zonas pantanales a modo de puente para salvar éste. ¿La RPM95, la IAP, el CTE, EC1? ¿Hay alguna norma específica? ¿Cuál es la máxima flecha exigible?

 

Gracias,

Ingeniero.

 

 

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¿Sin respuesta!

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ref. Est-01_02/06/09

SOBRE LA TRASLACIONALIDAD DE pórticoS

De José Manuel - España

 

Hola a todos:

 

¿Cuándo se debe considerar que un pórtico es traslacional o intraslacional?

 

 

Gracias,

Jose Manuel.

 

 

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Respuesta:
De jJ 09/06/09 - España


Estimado José Manuel:

Un pórtico se considera translacional o intranslacional según la importancia de los efectos de segundo orden (es decir, qué magnitud tendr¿an los momentos flectores originados por axil en los pilares por el desplazamiento de la cabeza del pilar).

Los criterios para determinar si un pórtico es translacional o intranslaciones se reflejan en el CTE en el artículo 5.3 Estabilidad lateral global. La influencia de los desplazamientos consiste en obtener para cada planta un parámetro r que considera las cargas horizontales y verticales, la altura de la planta y desplazamiento de la cabeza de pilar. En caso de ser inferior al 10% se considera la estructura como intraslacional, y si es mayor traslacional, y entonces habría que considerar los desplazamientos de alguna forma (bien realizando un análisis no lineal tipo P-Delta, bien calculando mediante un análisis elástico lineal multiplicando las acciones horizontales por 1/(1-r) y luego determinando en los pilares los coeficientes de esbeltez como si se tratase de una estructura intranslacional). Espero te sirva de ayuda.

 

Un saludo,

jJ

 

 


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