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FORO ESTRUCTURAS

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CONSULTAS ESTRUCTURAS OCTUBRE - NOVIEMBRE 2009

Comic centro de gravedad


Curso Muros Contención Fábrica Armada

ref. Est-01_20/11/09

SOBRE UNA VIGA METÁLICA EMBEBIDA EN OTRA DE HORMIGÓN

De Carola - Bolivia


Hola a todos:

Agradecería si me aclaran la siguiente duda:
¿Es conveniente realizar una viga metalica embebida en parte de una viga de hormigon armado (para un tramo en volado y curvo)? Ya que obtengo una elevada flecha. ¿Reducirá la flecha?
¿Constructivamente, es conveniente hacerlo?
¿Debo calcularla como viga metalica empotrada-empotrada?...

Gracias por la ayuda,

Carola

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ref Est-01_10/12/09

SOBRE UN HUECO EN CUBIERTA

De Eduardo- España


Hola a todos:


Sobre el forjado de mi casa y debajo de la cubierta a dos aguas de 20º hay un espacio interesante no habitado que intentaré utilizar como trastero o buhardilla. El problema es que tengo que abrir huecos en los tabiques conejeros que soportan los rasillones de 1 metro. Por favor, dadme ideas de que materiales me interesa poner como viga y columna (madera, ladrillo, hierro) y como debería hacer la maniobra de apertura de hueco y coloccación de vigas o donde puedo consultar.

Muchas gracias

Eduardo.

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ref Est-01_01/12/09

SOBRE UN PAVIMENTO QUE SE LEVANTÓ

De Rafa - España


Hola a todos:

Ayer en mi casa se abrio a lo ancho el suelo de baldosa hacia arriba, en forma como de montaña, y en unos pocos minutos mientras terminaba de comer. Llamamos a los bomberos, vino un arquitecto y dijo que se habian dilatado las baldosas y habia generado eso. Pero es que es muy raro: vivo en un segundo y la junta de dilatacion pega al muro del comedor y justamente la junta de dilatacion esta más abierta en mi piso que en los demas. No hay ni una sola grieta, pero el gres sigue crujiendo de vez en cuando.
Por favor que alguien me explique algo.

El vecino de abajo vive lejos y hay que ver el techo suyo. La linea de baldosas es paralela al muro del comedor y a la junta dedilatación.

Gracias por vuestra atención,


Rafa.

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ref. Est-01_26/10/09

SOBRE LA CIMENTACIÓN DE UNA ESCALERA

De Tanlika - España


Hola a todos:

Estoy realizando un proyecto sobre una estructura de hormigón existente y necesito transformarla. Tengo un patio interior dentro del cuál he planteado la adición de una escalera y había pensado añadir para ella una estructura independiente metálica. Las luces del núcleo de comunicaciones planteado son de 7,0 x 3,5m. La duda que tengo está en la cimentación: La preexistente consite en zapatas aisladas arriostradas en las dos direcciones y no sé si es posible agregar más zapatas o he de buscar alguna otra forma de atar la estructura metálica mediante vigas a las zapatas de hormigón.

Gracias,

Tanlika.

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Respuesta:
De jJ 26/11/09 - España

Estimado Tanlika:

Pues en mi modesta opinión lo más conveniente sería ejecutar una losa para el apoyo de la escalera, si a priori no se sabe a ciencia cierta dónde van a apoyar los pilares que haya que disponer para las escaleras. Ahora bien, si las zancas metálicas van a ir apoyadas sobre jácenas ancladas a la estructura de hormigón preexistente, creo que no habría que disponer estos pilares que te cuento para la caja-escala, y simplemente realizar un apoyo de hormigón para el primer tramo. De todas maneras si necesita más ayuda mejor cuelgue esquemas, dibujos, etc.

Un saludo,

jJ

 

Respuesta:
De Eufe 27/11/09 - España

Hola Tanlika y hola a todos:

Añadir zapatas a una cimentación existente no tiene, en principio, contraindicación alguna. El caso sería análogo a levantar un edificio con zapatas colindante a otro ya construido. Los ejemplos están en cualquier tejido urbano por doquier. Lo que sí es un fenómeno físico (alguna vez tratado en «De Mecánica») es la interferencia y superposición de los bulbos de presiones de las cimentaciones colindantes, o al menos, próximas. Si las cargas son de cierta entidad se produce lo que pudiéramos llamar «asientos por simpatía». También -se sabe- existe el fenómeno físico de los asientos, que dependen -en magnitud y progresión- del tipo de terreno, entre otros parámetros. Y, naturalmente los asientos diferenciales, puesto que la cimentación existente se supone asentada, mientras que la nueva asentará en el futuro.

Dado que planteas una estructura metálica (isostática en teoría), no tendrás mucho problema en evaluar su asiento teórico y/o resolver las uniones con la existente de hormigón previendo el ajuste conveniente. El problema real con las acciones asignables por Norma a escaleras es que son zonas relativamente cargadas en puntas (ejemplo: mudanzas, evacuaciones...), y totalmente descargadas la mayor parte del tiempo, especialmente si hay ascensores. Por tanto, debes pensar un poco en ambas situaciones para ahorquillar el problema. El dato que citas de zapatas existentes arriostradas en dos direcciones, bien pudiera deberse a que estás en una zona sísmica de cierto grado, o simplemente que se han atado por simple superstición estructural, como diría el Maestro De Miguel. Si fuese zona sísmica simplemente tendrás que considerarlo en la toma de decisiones de diseño de la escalera, y en su cálculo. Debe añadirse que tampoco habría inconveniente en emplear -como cimiento- el ya existente, siempre y cuando un peritaje (del cimiento real, no del de proyecto, que bien pudieran diferir por algún motivo) concluyera que las zapatas existentes están sobredimensionadas, lo que supondría un ahorro en material, pero alargando el proceso de cálculo. Desde el punto de vista de las responsabilidades, ésta última alternativa, es algo más delicada pues -ociosamente- existe una involucración sobre una estructura que en el primer caso es mucho más nítida y aséptica.

Agradecido,

Eufe

 

ref. Est-01_26/10/09

SOBRE LA CARGA MÁXIMA QUE RESISTEN UN PERFIL IPN

De jJ - Córdoba (Argentina)


Estimados compañeros:

Por lo que acabo de leer en el foro estoy seguro de que mi consulta les va a parecer sumamente sencilla, pero como no es me especialidad, me remito a los conocimientos de quienes saben.

Por necesidad de cambios en la utilización de un sistema de izamiento ya existente, necesito saber cuál sería la carga máxima vertical admisible para una viga simplemente apoyada en sus extremos, costruída en IPN 120, con una luz de 6 metros entre apoyos. Cabe aclarar que la carga es puntual y se ubicaría en el punto medio de la viga. Para ser más explícito, se trata de un aparejo manual (de cadena) que se encuentra colgado en el centro de la viga. Por ello, necesito saber cuánta carga podemos izar con el mismo sin superar la resistencia de la viga.

Entiendo que esto puede analizarse en forma «estática», ya que por ser manual, la velocidad de izamiento es sumamente lenta. Les agradezco desde ya sus respuestas.

Fabian - Córdoba, Argentina.

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Respuesta:
De Eufe 28/10/09 - España

Hola Fabián y hola a todos:

Un perfil IPN-120 tiene como valor estático Wx = 54,7 cm3. Para una puntual P, centrada en viga biapoyada, su valor máximo es función de Wx, tensión segura del material (σseg), y la luz L de la forma:

P = 4 . Wx . σseg / L

Con lo que suponiendo (que no lo citas) un acero tipo A42 (vienen a ser los normales) resulta en una P de poco más de 600 kp -631 kp, más concretamente- (con seguridad de 1,5, incluida). Al ser la viga de más de 4 y pico metros, no necesita -en modelo biapoyado- comprobación a cortante, y menos aún la combinada de Von Misses. Tampoco se ha comprobada nada de flechas puesto que entiendo que no es requerimiento específico y menos al no estar en contacto con elementos dañables. Los fenómenos de fatiga tampoco se tocan, por la cadencia de uso, y, fundamentalmente porque no hay inversión de signo continua de solicitaciones.

Sólo indicar que esta respuesta presupone que la carga se aplique (ojo al anclaje del tractel) en el eje del perfil, puesto que cualquier excentricidad invalidaría el resultado, rebajando dramáticamente las prestaciones, cuando no, pudiendo causar un accidente. En otras palabras, tomar precauciones respecto al vuelco o inestabilidad lateral del perfil también en la solución de los apoyos.

Agradecido,

Eufe

 

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 28/10/09 - España

Estimado compañero argentino Fabián:

La viga, dintel, metálica, IPN 120 que mencionas puede resistir distintas cargas máximas según limitemos las tensiones o las deformaciones con distintos criterios. Además faltan algunos datos como la calidad del acero, es decir su límite elástico. Si fijamos los siguientes parámetros con valores habituales:

  1. Limite elástico del acero, 2.600 Kp/cm2.

  2. Carga permanente y coeficiente de mayoración de cargas 1,35.
  3. Pandeo lateral impedido sólo en los apoyos.
Además si se va a disponer una polea en el centro de la viga, hay que tener en cuenta que la carga a subir es la mitad de lo que debe resistir la viga, ya que tenemos el peso a subir y la reacción que debemos hacer para subirla que son del mismo valor y se suman de cara a la viga. Con estos parámetros los valores que me salen a mi son:
  1. Por limitación de tensiones de flexión la carga máxima es del orden de 702 Kp, que dividida por dos es sobre 350 Kp.
  2. Por limitación de flechas, L/300; la carga máxima es del orden de 306 Kp, que al dividirla por 2 sale sobre 153 Kp máximo.
  3. Por limitación de pandeo lateral, la carga máxima es sobre 250 Kp, que al dividirla por dos sale sobre 125 Kp.

En resumen dependiendo de los coeficientes de seguridad empleados, y de la calidad del acero, y de las limitaciones de flecha a considerar, yo no pasaría de 150 Kp de los pesos a izar, ya que eso repercutiría en unos 300 Kp en la viga, y probablemente la viga colapsaría por pandeo lateral. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del mundo from Alicante; la millor terreta del mon.

Un saludo y estamos en contacto.

Antonio González Sánchez. Dr. Arquitecto.

 

Respuesta:
De María Castaño 02/11/09 - España

Hola a todos:

Envío los cálculos según CTE para el cálculo de la citada viga:

Cálculos viga

Un saludo,

María Castaño.

 

Agradecimientos y aclaraciones:
De Fabian 02/11/09 - Córdoba (Argentina)

Gracias a todos:

Eufe, agradezco tu excelente y detallada respuesta. Con respecto al vuelco o inestabilidad lateral del perfil, es algo bastante improbable ya que la carga cuelga de la sección transversal inferior del perfil IPN. Igualmente, no está de mas la consideración.

Nuevamente muchas gracias.

Fabian.

ref. Est-01_21/10/09

SOBRE CÁLCULO DE SOLDADURAS DISCONTINUAS

De jJ - España


Estimados compañeros:

Quisiera saber si alguien pudiera comentar cómo realizar el cálculo de la soldadura alma-ala de un dintel diseñado mediante perfil armado. También si es más conveniente realizar la soldadura discontinua alternada en ambos lados (es decir, a tresbolillo) o de forma que las zonas soldadas coincidan con las sin soldar.

Gracias de antemano, un saludo:

jJ

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ref. Est-01_19/10/09

SOBRE LA LONGITUD DE PANDEO DE UN PILAR EN SU PÓRTICO

De María - España


Hola a todos:

Tengo una duda. No sé el valor de la longitud de pandeo del pilar central del modelo adjunto.

Traslacionalidad

Saludos,

María.

 

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Respuesta:
De jJ 20/10/09 - España

Estimada María:

Primero hay que definir la unión viga-pilar (artículada o rígida). Y seguidamente si la estructura es traslacional o intraslacional. En el caso de que se trate de intraslacional y rótula en la parte superior, la longitud de pandeo es 0,7L; si es traslacional tendrías que ir a un ábaco correspondiente con los valores de empotramiento en base y articulación en la parte superior.

Otros métodos para determinar la longitud de pandeo se describieron en la consulta realizada por el compañero Javier:

http://www.demecanica.com/Consultas/E62_EstCons.htm#Est_01__22_09_09_Pandeo_Dos_Aguas

Un saludo,

jJ

Respuesta:
De Diego 20/10/09 - España

El coeficiente de pandeo de este pilar sería β=2. Las vinculaciones de este pilar son empotrada en la base y libre en cabeza, dado que no tienes ningún dispositivo de arriostramiento en el pórtico que inmovilice la cabeza. También he de decir que si el pilar es muy esbelto, tendrías que llevar a cabo un estudio de análisis de 2º orden por el método de la columna modelo o P-delta.

Un saludo,

Diego

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 20/10/09 - España

Estimada Maria:

Si entiendo bien la estructura plana que has dibujado, y que la barra horizontal es continua sobre el pilar vertical, y está articulada con este, el pilar en rojo esta empotrado en la base y articulado arriba, y por tanto su coeficiente de pandeo en el plano del pórtico es 0,70; ya que su cabeza esta inmovilizada en el plano del pórtico, pues la estructura en su conjunto es hiperestática de grado +1, y el mover la cabeza del pilar implicaría un acortamiento o alargamiento de las bielas inclinadas, y como suponemos que estas tienen una gran rigidez a axil, prácticamente no tendría movimientos horizontales la estructura (movimientos muy pequeños). En resumen la cabeza del pilar en rojo tiene impedido su movimiento horizontal y por tanto es un pilar empotrado articulado, solución canónica de libro y coeficiente de pandeo igual a 0,70.

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

Antonio González Sánchez

Respuesta:
De jJ 22/10/09 - España

Hola a todos:

Respecto lo que dice Diego: No estoy de acuerdo en tus consideraciones. Obviamente el pilar en su cabeza no está libre, por lo que el coeficiente de pandeo es inferior a 2. Respecto a realizar un análisis p-delta, tampoco es necesario pues para eso se determina si la estructura es traslacional o intraslacional y se utiliza el método de la carga crítica de Euler para hacer el análisis.

Respecto lo que dice Antonio: Tampoco estoy de acuerdo. El coeficiente β sería igual a dos en el caso de que la estructura tenga un alto grado de intraslacionalidad y apenas se desplace horizontalmente (en teoría β=0,7 es cuando se permite el giro en la parte superior). Así pues habría que considerar el grado de traslacionalidad de la estructura a priori.

Un saludo:

jJ

 

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 25/10/09 - España

Hola a todos:

Respecto a la consideración de jJ tengo que decir que la estructura es traslacional. Los dos pilares extremos estan articulados en cabeza y en la base. Ante la acción de fuerzas horizontales esta barras bascularían en su base, de forma que todo el momento flector lo absorbería el pilar central. Debido a que no hay coacción que impida la intraslacionalidad del pilar central, que absorbería todo el momento flector, los desplazamientos en cabeza de este pilar serían significaticos ante las acciones horizontales, excentircidad de cargas verticales, amén de la componente horicontal que se genera de la directriz de los pilares inclinados si estos recibieran carga vertical.

Si observamos los ábacos de Jackson and Moreland, para un pilar empotrado en base y libre en cabeza (la estructura es traslacional) β=2. Esto es un caso típico de estructura traslacional. Vamos yo lo veo así. Por la razón esgrimida de que los pilares inclinados son articulados en cabeza y en la base y permiten pivotar.

Respecto a la comprobación del pilar, cabría ver cual es su esbeltez, y en función de ésta y de la importancia e las cargas realizar un análisis no lineal (teniendo en cuenta la no linealidad mecánica y geométrica si es de hormigón) por método iterativo general (muy engorroso) o bien empleando el método de la columna modelo. otra opción es que tu pilar central tenga una sección tal que si EI sea capaz de absorber los desplazamientos en cabeza sin que se generen desplazamientos importantes en la misma y puedas obviar la comprobación a pandeo. Claro está estarías encareciendo de forma importante tu estructura.

Diego Albero. Ingeniero Industrial

 

Respuesta:
De Antonio González Sánchez 26/10/09 - España

Estimados compañeros de De Mecánica :

He estado meditando cuidadosamente el problema del coeficiente de pandeo en el plano del pórtico del problema propuesto por nuestra compañera María, y la verdad es que es más complicado de lo que parece en un primer instante, y engaña, de hecho a mi me engañó en primera instancia.

Adjunto fichero con figuras aclaratorias:

Respuesta pandeo_Pilar.pdf

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

Antonio González Sánchez

 

Respuesta:
De Diego 27/10/09 - España

Como muy bien ha demostrado Antonio, que ha llegado a la misma conclusión que yo, beta igual a 2, creo que queda solventada la duda del coeficiente de pandeo.

Para considerar el pilar central articulado en cabeza y empotrado en la base cabría establecer un tirante a modo de cruz de San Andrés que inmovilizara la cabeza del mismo. De este modo la deformada del pilar experimentaría una deformada tal que la distancia entre los puntos de momento nulo (puntos de inflexión) sería de 0,7. Pero disponer este tirante supondría «hipotecar el uso del dintel». Ahora bien, si analizamos el gráfico del análisis lineal de primer orden realizado por nuestro compañero Antonio Gonzalez, en el cual no se dispone ningún tirante para inmovilizar la estructura, podemos observar que la deformada del pilar central es senoidal simple, es decir, la distancia entre los puntos de inflexión de la misma sería la correspondiente a reproducir simétricamente respecto del empotramiento la deformada del pilar, generándose de esta manera una columna virtual biarticulada en los extremos con carga axil excéntrica. Decir que el máximo momento estaría en la sección donde la deformación es mayor, es decir, en el centro de esta columna virtual. Esta deformación tendría el valor de :

d2y/dx2 = Ny/(EI)

Lo cual explica el porque el coeficiente de pandeo sería de 2. Entonces el momento interno Mint = - EI y'' siendo y'' la deformada en el centro de la columna virtual de longitud β=2 L. Igualando los momentos externos a los internos para que haya equilibrio seccional Ny=-EIxy'' derivando dos veces esta expresión y estableciendo condiciones de borde llegamos a la expresión Ncrit=(-Pi/l2) EI, es decir la carga crítica de Euler o de pandeo a partir de la cual tenemos equilibrio inestable. Las condiciones de borde serían Y=0 en x=0 y X=L y la máxima deformación en x= 0,5 L

Antonio, mi correo es diealro@hotmail.com. Te puedo mandar un estudio de pandeo que hice por si te interesa.

Diego Albero. Ingeniero Industrial

 

Respuesta:
De jJ 27/10/09 - España

Estimados compañeros:

En primer lugar pedir disculpas a Antonio González. No caí en la consideración de que todos los pilares estaban en la cabeza articulada. Obviamente el coeficiente de pandeo es 2. Pero lo que no estoy de acuerdo es en el cálculo de los coeficientes de pandeo de los pilares extremos: creo que habría que determinar previamente si la estructura es traslacional o intraslacional (y obviamente va a depender básicamente de la rigidez del pilar central). Para determinar dicha traslacionalidad en el CTE se detalla un método para pórticos de edificación, aunque no sé si sería válido para este tipo de estructura.

Un saludo:

jJ

 

Respuesta:
De Eufe 27/10/09 - España

Hola María, y hola a todos:

Me excuso por llegar a última hora, pero he leído algunas cosas que creo que deben aclararse desde la base de la simple teoría, y que creo se debe aclarar.

La longitud de pandeo de una barra se define como la longitud entre dos puntos consecutivos de inflexión de la deformada. Por tanto en el soporte vertical empotrado en base y articulado en cabeza, la «Lp» sería 0,7 L, si la articulación no pudiera desplazar. Lo que pasa es que en un pórtico simple (una altura y un vano) el «ºD» (grado de desplazabilidad) es siempre ºD = 1. Recordamos que «ºD» es el número mínimo de carritos (apoyos simples) que hay que colocar a una estructura en su plano para inmovilizarla. Por lo tanto, la articulación de cabeza del soporte, no es tal articulación más que a efectos de que no puede coartar la curvatura del soporte en cabeza (la barra llega como le es más sencillo), pero puede desplazar ya que está sustentada por el dintel del pórtico de ºD = 1. Con lo que el «truco» (si se me admite el término coloquial) está que la articulación esa (de cabeza de soporte) está dibujada como tal (circulito) pero no se comporta como tal, sino como apoyo simple (carrito, patín,...), porque su TV (trayectoria virtual) no interseca la TV de la cabeza del soporte (corren paralelas). Concluyendo que la «Lp» del soporte es el doble de su «L» (β = 2).

Mi recomendación general a la vista de la «polvareda» levantada por tan simple pórtico es que se refresquen una serie de conceptos que se manejan en iniciación a la estructura (mucho antes de calcular nada), como son: bielas, trayectorias virtuales, tipos de apoyo, equivalencia entre tipos de apoyo y número de bielas, estatismo, hiperestatismo e hipostatismo (grado hiperestático ºH), desplazabilidad (ºD, grado de desplazabilidad) e indesplazabilidad. No está de más conocer la diferencia que hay entre «desplazada» y «deformada» de una estructura (¡no es lo mismo!). También conviene tener en cuenta la diferencia entre cálculo de primer orden con el de segundo orden. En el problema que plantea María, si ni hemos empezado, no tiene sentido hablar de cálculo en segundo orden. Sin tener los conceptos elementales nítidos es muy fácil meterse en «berenjenales» sin la ayuda de nadie. Las estructuras tienen la «pega», durante el período de formación, que como «se ven» (o se imagina uno la maqueta o modelo), ya se sabe como va a funcionar. Esto es un peligroso espejismo, puesto que lleva al alumno a concluir que su intuición puede sustituir -y rápidamente- el estudio desde una base teórica sólida. La intución es un herramienta poderosísima pero -concretamente en estructuras- no sirve la de «calle» prácticamente en casi ningún caso. La intuición estructural es un trabajo largo y concienzudo de preparación teórica inexcusable y una extensa práctica.

Agradecido,

Eufe

 

Agradecimientos:
De María 30/10/09 - España

Hola a todos:

Daros las gracias por vuestro tiempo y vuestros conocimientos y por haber conseguido entre todos que sepamos un poquito más.

Saludos,

María.

 

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ref. Est-01_16/10/09

SOBRE LA CONSTRUCCIÓN DE UN MURO DE BLOQUE DE HORMIGÓN

De Juan Liza - España

Normativa: CTE


Saludos a todos:

Me encargan realizar una construcción para establo de ovejas y la quieren realizar con muros de carga de bloque de hormigón de 20 cm y estructura de cubierta de madera. Las dimensiones de la construcción son 20 m de largo, 4 m de ancho, y 3,5 m de altura desde el suelo hasta la intersección de fachada con alero. No encuentro aclaración al respecto de qué longitud máxima puedo construir con bloques, sin muros transversales de arriostramiento.

¿Puedo construirla sin dichos muros transversales, disponiendo armaduras tipo pilar embebido en el agujero del bloque y zuncho de coronación? Y si es así ¿A qué distancia máxima entre ellos? ¿Es esto lo que el CTE denomina muro confinado armado? ¿Podría considerarse arriostrante la viga de madera transversal horizontal, que irá en cubierta cada 4 m para formar la cubierta a dos aguas?

Saludos,

Juan Liza.

 

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Respuesta:
De Biel Fuster 21/10/09 - España

Hola Juan:

Te respondo a tus preguntas, algunas basadas en mi criterio.

Aclaración al respecto de qué longitud máxima puedo construir con bloques, sin muros transversales de arriostramiento:

- Encontrar este dato en una normativa es «misión imposible 7». Yo tomo como longitud máxima de muro sin arriostrar 8 m pero con matices. Si es mayor de 8 realizo un macizado de dos huecos con 1φ12 cada uno. anclada en cimentación y en zuncho de coronación. Con una separación maxima de 4 m y repartidos proporcionalmente. En tu caso tendrias 10 macizados inccluyendo las esquinas (que se arma toda la «L»).

¿Puedo construirla sin dichos muros transversales, disponiendo armaduras tipo pilar embebido en el agujero del bloque y zuncho de coronación?

- Si, según mi criterio.

¿A qué distancia máxima entre ellos? ¿Es esto lo que el CTE denomina muro confinado armado?

Digamos que si.

¿Podría considerarse arriostrante la viga de madera transversal horizontal, que irá en cubierta cada 4 m para formar la cubierta a dos aguas?

- No.

Podrías hacer algún «invento constructivo» haciendo trabajar la cubierta solidariamente con el zuncho inferior pero sirve de poco.

NOTAS: En realidad la madre del cordero es si se aplica el sismo al cálculo o no. Si lo aplicas, en teoría tendrías que disponer de los armados que te de el cálculo. Si pensamos en las construcciones realizadas años atrás (que no se calculaban a sismo) nos encontramos edificios de hasta 6 plantas con muros de carga de ladrillo de espesor 15 cm y que siguen aguantando sin problemas (bien es cierto que cuidaban mucho los arriostramientos con muros de traba.)

Saludos,

Biel Fuster.

Si tienes dudas puedes contactar conmigo arquicalcul@arquicalcul.com

 

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ref. Est-01_06/10/09

SOBRE LA NECESIDAD DE MACIZAR 10 cm EN EL CASO DE VIGUETAS IN SITU

De Elías B. - España

Normativa: EHE 08


Hola a todos:

En el caso de forjados unidireccionales con elementos prefabricados (viguetas, losas, etc.) parece claro que la antigua EFHE y la nueva EHE prescriben un macizado de al menos 10 cm junto a la viga o muro de apoyo pero ¿es obligatorio este macizado en el caso de viguetas in situ?

Saludos,

Elías B.

 

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Respuesta:
De Biel Fuster 09/10/09 - España

Hola a todos:

En el caso de viguetas in situ, no tengo claro si es normativo, pero si que desde mi punto de vista es necesario por la misma razón que lo es en los prefabricados.

Saludos,

Biel Fuster

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ref. Est-01_03/10/09

SOBRE UNA NAVE CON UN MURO DE FÁBRICA.

De Raúl - Panamá

Normativa: CTE


Hola a todos:

Tengo una duda sobre si puedo hacer una nave industrial con una estructura metálica pero con un primer vano de muro autoportante de Termoarcilla.

Raúl

 

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Respuesta:
De Eufe 28/10/09 - España

Hola Raúl y hola a todos:

Naturalmente que se puede hacer una nave de estructura metálica con muro de Termoarcilla en la primera crujía (vano). Lo único que hay que hacer es resolver constructivamente la frontera entre ambas soluciones estructurales, y considerarla en el cálculo lo más realísticamente que se pueda. El estudio de los desplazamientos y su compatibilidad -caso de quererlos sincronizar- llevarían a encarecer innecesariamente la nave me temo que en exceso. Sacarás conclusiones en una primera aproximación numérica.

La historia de la edificación es la historia del manejo del módulo de elasticidad (Young). Si quieres puedes echar un vistazo al CTE ya que lo citas, pero es muy difícil -cuando no imposible- que te oriente en toma de decisiones. Desafortunadamente esa norma es demasiado ruidosa y desafinada, y tan pronto indica trivialidades, como convierte el cálculo -inverosímilmente preciosista- de uno de los siete (es un supuesto) coeficientes de una fórmula, que sirve para llevarlo como valor a otra en todo un tedioso y largo proceso, en un calvario nebuloso. Han conseguido lo que parecía un imposible, y es cerrar el círculo nocivo del problema del «especialista» que cada vez sabe más de un área más pequeña, y, con el tiempo, llega a saber «todo de nada», presentando la otra cara de la moneda, demostrando que también tocan el tema de saber «nada de todo». Y aquí conecto con el aviso a la toma de decisiones.

Agradecido,

Eufe

 

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