Una breve consulta.
A las vigas de hormigón armado para casas y edificios pequeños, ¿se las diseña como una sucesión de vigas simples una al lado de otra (Fig. A), o como vigas continuas (Fig. B)?

En las figuras adjuntas (sólo están los diagramas de momentos flectores) la viga simple tiene la ventaja de que es más sencilla de diseñar, más tolerante a fallas en la colocación de las armaduras y más tolerante a los asentamientos de columnas y bases. Por otro lado, tiene la desventaja de que las secciones de hormigón son grandes, y por ende también es grande el peso propio.

Las vigas continuas por su parte tienen la ventaja de que distribuyen mejor los momentos flectores y sus secciones son más pequeñas que las de las vigas simples, pero tienen la gran desventaja de que las armaduras son más complejas, lo que demanda mano de obra más especializada. Además, las vigas continuas son menos tolerantes a los asentamientos de bases. En la Fig. B se muestra una viga continua de sólo 2 tramos, pero el concepto es aplicable a vigas continuas de mayor cantidad de tramos.

En el día a día de la construcción, ¿cual de los dos tipos de viga se usa?.

Gracias.
Fernando

*primero vos podes en casas o edificios resolver vigas isostaticas(simples),o hiperestaticas(continuas),en la practica lo decide el calculista....,porq?,por lo q dijiste:si uno quiere resolverlo de manera rapida se opta por tomarla como simplemente apoyada y listo.....,en cambio resolverlo de manera hiperestatica requiere dominar y disponer de conocimientos especificos de la estatica(materia fundamental en estabilidad)por lo q resultara mas compleja la resolucion.......

*segundo,he visto a armadores q trabajan por cuenta propia(contratistas)armar losas y vigas continuas,claro esta gente tiene bastante experiencia y conocimientos practicos transmitidos por ingenieros y arquitectos.....,claro q tambien he visto de los otros,se mandan a realizar estos trabajos,pero creeme son de terror!!!

tambien hay de profesionales,hacen el calculo resolviendolo de manera isostatica para acortar tiempos y no complicarse,total quien le dira de q manera resolverlo?,a menos q sea otro par no crees?

*tercero,Fernando todo es relativo,en varias ocasiones me pregunte si el esquema de estructura responde y estan dadas las condiciones para aplicar un criterio estatico,por q otar por otro?......,los tiempos,el presupuesto,la mano de obra,etc......

espero te sirva o por lo menos conoscas este punto de vista,saludos!.

comentario:

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A las vigas de hormigón armado para casas y edificios pequeños, ¿se las diseña como una sucesión de vigas simples una al lado de otra (Fig. A), o como vigas continuas (Fig. B)?

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Gracias a todos por responder.

@Filabrazilero: Esta consulta es por un trabajo real en el que estoy participando. No es un práctico!

En lo personal, yo prefiero las vigas continuas, pero por otro lado son muchos los casos que en la práctica se resuelven como una sucesión de vigas simples isostáticas. Ver figura adjunta. En el apoyo intermedio, los hierros superiores están interrumpidos, en consencuencia ambas vigas son simples.

En mi opinión el problema no es el cálculo de los esfuerzos internos (Momentos flectores y esfuerzos de corte) en las vigas hiperestáticas. El problema está en el detalle de las armaduras, o sea, en cómo hacer en el menor tiempo posible un correcto diagrama decalado de los esfuerzos de tracción y a partir de ahí proceder al detalle del doblado de los hierros que absorberán la tracción debida a la flexión en los tramos, la tracción debida al corte en las cercanías de los apoyos, la tracción debida a la flexión en los apoyos y además computar la longitud extra para los anclajes. Y está también el tema de los estribos que complementan a las barras dobladas. Lamentablemente en la mayoría de la bibliografía que he leído sobre hormigón armado se pone el énfasis en la obtención de los esfuerzos internos y muy someramente se trata el tema de detalle de las armaduras. Décadas atrás el análisis de las estructuras era, efectivamente, todo un desafío porque había que hacerlo de forma manual, pero por tratarse de un procedimiento meramente matemático hoy en día contamos con programas de computadora que fácilmente nos dan los esfuerzos internos y el verdadero desafío reside entonces en hacer un correcto doblado de hierros. Como esto último es más arte que ciencia, no es mucho lo que un programa de computación puede aportar en ese sentido (aunque se están viendo avances significativos).
Hacer el doblado de hierros a conciencia es tedioso y lleva tiempo. Mi pregunta entonces es: ¿Qué métodos emplean Uds. para agilizar la preparación de las planillas de doblado de hierros? ¿Existe alguna tabla que dé los puntos de levantamiento de las barras en cercanías de los apoyos? Me rehuso a creer que una vez obtenidos los esfuerzos internos (cosa que lleva 10 minutos si se usa computadora) y asignada la sección de acero a colocar en tramos y apoyos (otros 10 minutos) tenga uno que emplear 6 ó 7 horas en hacer los diagramas decalados de los momentos flectores y hacer los repartos proporcionales de áreas según la sección de cada barra de acero para recién después de todo eso obtener el punto de doblado de los hierros. Cuantos más tramos tiene la viga, más tedioso se vuelve el procedimiento.

Gracias.

Fernando

Lo que planteas en el dibujo (yo quisiera saber dibujar así y aprender a subirlo ), creo que es diferente. Son dos vigas independientes aunque vinculadas en el apoyo intermedio a través de la armadura inferior, como materializando una articulación.

En ese caso el apoyo central, pienso, te obligaría a que sea fijo, y los extremos deslizantes, para que las vigas mantengan el estado de isostáticas. El problema a resolver sería cómo mantener esa articulación funcionando como tal a travez del tiempo, ya que (por la misma flexión) obligarías al hormigón a fisurar en esa zona o interpondrías un elemento separador, pero la armadura, si no está protegida, podría ser "atacada" por algún agente externo que debilite esa sección de Fe y termine transformando ese apoyo en movil, con lo que te quedarían dos vigas hipoestáticas. Te repito, estoy pensando, pero si no lo escribo me olvido . Otra cosa que no tengo muy claro es qué pasaría con las tensiones de un mismo acero transmitidas a piezas de hormigón separadas.

Cuál sería la razón de continuidad de armadura inferior en el apoyo ? acelerar tiempos de armado?. Pero estructuralmente, se me ocurre que no es conveniente, y se podría pensar en un doble apoyo fijo aprovechando la columna, pero sin generar momentos en el nudo quiza con un doble anclaje de tipo puntual e independiente para cada viga ?.

Con respecto a la armadura de los tramos, son contadas las veces que se dobla hierro para absorber corte, en su lugar se cubre con estribos, por lo que también se ahorra tiempo de armado. No tengo programas de dimensionamiento, en mi caso me toca la construcción, pero sé que hay programas que dibujan el corte y doblado pieza por pieza, con otros datos adicionales. Pero en determinadas situaciones particulares, cuando se trata de resolver en el momento en obra, por indefinición o dudas, donde no tenés el calculista a mano, usamos el masomenómetro . (...y el que esté libre de pecado, que arroje la primera piedra)

- Menor costo del material, al permitir obtener estructuras que a igualdad de solicitaciones requieren menor sección transversal en sus elementos constitutivos. Este aspecto resulta de la continuidad entre los distintos miembros estructurales, con lo que se logra una mejor distribución de los esfuerzos interiores producidos por cargas aplicadas. Asimismo, la continuidad permite materializar elementos de mayores luces y por ende menor cantidad de apoyos a igualdad de sección, o el uso de menores secciones para luces iguales.

- Este tipo de estructuras (hiperestáticas) tienen frecuentemente mayores factores de seguridad asociados que las estruct. estáticamente determinadas (isostáticas) en virtud de su capacidad de redistribución de solicitaciones internas.

-Presentan mayor rigidez , es decir que actuando una carga conocida, experimentan menores deformaciones.

-El comportamiento ante eventuales acciones dinámicas, sismos particularmente, mejora notablemente al aumentar el grado de hiperestaticidad, esto se vale en la formulacion de "rótulas plásticas" en secciones de hormigon armado, y en la cuantificación de energía que son capaces de disipar estas estructuras, en un isostático, simplemente es inconcebible la formación de estos mecanismos de colapso.

-Muchas veces la materialización de estructuras hiperestáticas responde a la minimización de errores en la obra.

- Es dificil superar estéticamente una estructura hiperestática (por ejemplo arcos empotrados. pórticos múltiples, etc) con una isostática.

Por el contrario, las desventajas mas salientes son:

- Sencibilidad ante desplazamientos de vínculos (Ataduras), por lo que pueden acarrear problemas severos cuando las condiciones de cimentación de la estructura son impropias, o se presentan asentamientos del terreno.

-Las variaciones de temperatura, fabricación deficiente o desajustes de colocación, generan deformaciones inducidas de importancia.

- Usualmente se requiere secciones reforzadas por cambios de signo de momentos flectores, en las cercanias a un nudo rigido.

-Puede resultar muy elaborada la resolución del hiperestático dependiendo de la cantidad de incógnitas hiperestáticas que se presenten. Este último aspecto es lo suficientemente subjetivo como para ser eliminado teniendo en cuenta las herramientas informáticas contemporáneas, los métodos de cálculo modernos (matriciales) y el poder de simplificación de quien calcula.

Me queda claro. La consigna entonces es usar vigas continuas (hiperestáticas) toda vez que se pueda, especialmente si los armadores se hallan debidamente capacitados.

Otra pequeña consulta no directamente relacionada con vigas pero sí con estructuras de hormigón armado, y dicho sea de paso, también tiene que ver con el proyecto en el que actualmente estoy trabajando.

El tema pasa por las columnas excéntricas. El ejemplo clásico lo constituyen las columnas de medianera.
Serían las C3, C5, C6 y C7 en la siguiente vista aérea. La C1 es centrada mientras que las C2 y C4 son doblemente excéntricas por tratarse de columnas de esquina.

Mi consulta entonces es:
Sabiendo que el diagrama de presiones reactivas del suelo sobre las bases excéntricas no es uniforme (ver la segunda figura), y teniendo en cuenta que como consecuencia de ello aparece un momento que tiende a volcar a las columnas, ¿qué medidas se deben tomar para prevenir el vuelco de las mismas?

En los clásicos ejemplos de edificios de varios pisos se colocan mega-vigas de equilibro que conectan las bases sobre medianera con bases internas y de esa forma se compensan los momentos de vuelco. Alternativamente, también se pueden colocar tensores que cumplirían la misma función. Ahora bien, no creo que en las viviendas comunes de planta baja y planta alta los momentos de vuelco se contrarresten de esa forma. Me parece demasiado mucho hablando mal y pronto... además nunca lo he visto hacer en viviendas salvo, como dije, en edificios de varios pisos.

Resumiendo,

• ¿Cómo se analizan las secciones de las columnas de medianera y de esquina? ¿Como secciones sometidas a flexo-compresión o como secciones sometidas solamente a compresión? Las cargas de las columnas, dicho sea de paso, son bastante bajas y andan en las 5 ton. de promedio.


• ¿Qué medidas se toman en la práctica para contrarrestar el vuelco que tiende a ocurrir en las bases excéntricas?

Como siempre, les estoy enormemente agradecido por compartir experiencias.

En realidad, mis consultas pasan más que nada por conocer cuáles son las prácticas del día a día en la actividad de la construcción más que profundizar en detalles de cálculo, etc. Ejemplo de ello es lo que dice 'marcud' acerca de que generalmente se usan estribos y no tanto barras dobladas para absorber el corte en vigas. Es ése tipo de orientación lo que yo quisiera sobre el tema de bases excéntricas, es decir, una orientación de carácter general acerca de cómo se ejecutan las bases sobre medianera en una vivienda común de planta baja y planta alta, con cargas comunes y sobre un suelo normal, así como también qué medidas se toman para contrarrestar los momentos de vuelco. Nada más que eso. Lógicamente, cuando existen condicionantes especiales que hacen que un proyecto se aparte de lo habitual, habrá entonces que hacer el análisis pertinente de estas particularidades (por ejemplo cuando la obra se emplaza sobre arcillas expansivas, etc.). Nada de eso ocurre en este caso.
Reitero, el contexto de mis consultas es para una vivienda familiar de planta baja y planta alta, con cargas sobre las estructuras típicas para ese uso (ya hice el análisis detallado de cargas, dicho sea de paso) y emplazada sobre un suelo predominantemente arenoso, sin cohesión y carente de arcillas problemáticas (tensión admisible del suelo = 0,8 Kg/cm2 según el estudio de suelos)

Y por último, coincido con vos en que las cimentaciones son la parte más importante de las estructuras. He visto estructuras de hormigón muy deterioradas y que superaron el estado límite de servicio como consecuencia de asentamientos desparejos en los cimientos.
A modo de referencia, los cimientos de las pirámides de Egipto han tenido un asentamiento de 1cm en los últimos 6.000 años, mientras que los edificios en general sufren asentamientos de 5cm cada 100 años... ¿qué tal?

puesto q ejecutarlas conlleva una responsabilidad civil!(responsabilidad he dicho),entonces haz dicho trabajo Fernando o delegalo a alguno habilitado..........

solo para q tengas una idea o refresques tus conocimientos te dire q para determinar el area de la base debes hacer esta cuenta: 5000Km/0,8Km=6250cm2

bases exentricas(para solo 5 toneladas q incluye pesopropio de base)

a1=50cm
a2=150cm (relacion con respecto a¨a1¨=3)
a3=15cm (talon)
c1=65cm (tronco)
c2=25cm (tronco)
D=60cm(altura de base)
d1=d2=20cm
haltura tensor=180cm
columnas(para una altura de no mas de 3,5mts el tramo)

20cmx20cm
4 barras de acero adn-420 de diametro 12
estribos simples de diametro 6/cada 15 cm
capacidad de dicha columna= 25 toneladas

ahora por tratarse de columnas medianeras estan solicitadas generalmente segun el proyecto a flexocompresion.......,por lo tanto si se adiciona 1 barra del 12 por cara en la direccion solicitada a flexocomp. solo para este caso!!!!!!!!!!!!!!!!!!!

...solo para este caso tomandolo como un ejemplo cualquiera bastaria!........

con respecto a absorver el momento de vuelco en bases exentr. ahi si se entra en la parte particular de la consideracion q tomara el responsable estructural!

¨solo para este caso¨ en lo particular no consideraria una viga cantillever,ni un tensor,por ser una carga poco considerable por lo q con las medidas citadas alcanzaria.

nota:el ejemplo citado por mi parte,es considerando los datos dados de resistencia de terreno,y carga de servicio en dichas bases...,tambien considerando q no es valido para zonas de riesgo sismico. Por ultimo Fernando,como se dijo antes debes realizar el analisis de cargas y solicitaciones de todo el proyecto para q con esos datos dimenciones las bases

en todo caso si no es tu competencia o incumbencia delega ese trabajo a otro profesional habilitado!
desde ya un abrazo y como lo vengo diciendo tomalo como un criterio de mi parte,saludos!

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filabrazilero

comentario:

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Cómo se analizan las secciones de las columnas de medianera y de esquina? ¿Como secciones sometidas a flexo-compresión o como secciones sometidas solamente a compresión? Las cargas de las columnas, dicho sea de paso, son bastante bajas y andan en las 5 ton. de promedio.

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comentario:

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vúnculo

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...perdón

Yendo al tema de las bases excéntricas, hice los cálculos y creo que arribé a un diseño razonable. En este caso elegí la columna más solicitada, sujeta a una carga de 9 toneladas. Es prácticamente el doble de las 5 ton. a las que hice referencia en mis posteos anteriores. Quisiera aclarar, no obstante, que la mayoría de las columnas de medianera de este proyecto están sujetas a cargas de 5 ton. en promedio.

La armadura que arrojaron mis cálculos para la columna y base sujetas a 9 toneladas fue:
Para la solera según X: 1 diám. 10mm c/15cm
Para la solera según Y: 1 diám. 6mm c/25cm
Para la columna: 4 diám. 16mm en cada cara
Para la viga que forma parte de la base: los mismos 4 diám. 16mm que vienen de la columna, más estribos de 6mm c/20cm.

Las dimensiones son las que se ven en la figura. ¿Tiene sentido?

En este punto quiero explayarme sobre el eje de mis consultas, o sea, en conocer cuestiones de la práctica más que de análisis, cálculo y dimensionamiento.
Tengo varios textos, apuntes y ejemplos resueltos sobre el tema "bases", tanto centradas como excéntricas. Cada autor aborda el tema de manera distinta. Por ejemplo, para las excéntricas hay quienes proponen que el lado mayor no sea más que 2 veces el menor. Otros autores proponen 3. Hay quienes prefieren un diagrama de presiones triangular del suelo mientras que otros prefieren adoptar uno trapezoidal. En ciertos casos mayoran la carga un 20% para contemplar el peso propio de la base más el suelo que reposa sobre ella, mientras que en otros casos mayoran un 10% con el mismo criterio. Algunos prefieren bases rígidas. Otros flexibles. Sección constante proponen algunos, tronco-pirámide proponen otros. Cada cual dá sus motivos. Todos válidos. Hay quienes verifican el punzonamiento, mientras que otros lo desprecian. Con las armaduras ocurre lo mismo. Hay quienes calculan con Kh, otros con los coeficientes adimensionales... y no faltan quienes los mezclan! Hay quienes verifican que el momento de vuelco por columna/reacción de suelo sea equilibrado por una contra-cupla generada por el tensor y las tensiones razantes de la base contra el suelo. Esta verificación que, como dijo 'marcud', corresponde hacerla, directamente es omitida en la mayoría de los ejemplos resueltos (incluso con cargas de 15 tons), aunque sí es resaltada en la teoría que los antecede... Y eso sin mencionar la ensalada de unidades !! Arrancan con "toneladas", a mitad de camino pasan a KN (Kilo Newtons), las tensiones a veces las expresan en MPa o en KN/cm2, pero cuando llegan al estudio del corte, y como las tablas del CIRSOC 201 (la edición antigua, basada en la DIN 1045) las expresa en MN/m2 (Mega Newtons / m2) empieza a tener lugar una catarata de conversiones implícitas de ida y vuelta x10, x100, x1000, x0.1, x0.01 ó x0.001. Estrictamente, todos tienen razón. Mientras se verifiquen el equilibrio externo e interno y los requerimientos reglamentarios sean satisfechos... está todo bien.

Vayamos a losas y ocurre algo análogo. Idem para vigas y columnas... Y se supone que de todo esto hay que sacar algo en limpio.

Luego tenemos el tema de la "responsabilidad civil" anteriormente mencionado. Aparece también la figura del calculista-especialista capaz de hacer un análisis minucioso, y en las antípodas el "masomenómetro", siempre presente.
En lo personal, mi punto flojo es la falta de experiencia, no la capacidad de análisis de cargas/estructuras. Me considero lúcido, prudente, con sentido común y para nada en inferioridad de condiciones con respecto a un calculista consagrado (al igual que todos nosotros, por lo general), aunque lógicamente al carecer del gran marco referencial que da la experiencia nunca tengo a la vista el "faro" que sí tienen aquéllos con gran experiencia en obra.

Siendo este el estado de cosas, ¿qué plan de acción recomendarían Uds. para el desarrollo personal y avanzar en la carrera? Puedo comprar muchos libros y dedicar tiempo a la lectura (de hecho es algo que hago), pero ni cerca se compara esto con tener un mentor del cual capitalizar experiencia ...está ampliamente aceptado en todas las profesiones (y la nuestra no es la excepción) que con el 20% del conocimiento se resuelven el 80% de los problemas de todos los días...entonces... ¿cuál sería la hoja de ruta post-universidad para alguien que intenta ejercer la profesión de manera independiente pero que carece de experiencia? ¿Hay algún manual que condense el ABC de la profesión y aborde las configuraciones estructurales más comunes en obra?

Como siempre, gracias.

comentario:

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Es este compartir de experiencias lo que enriquece a la profesión, además de ser un gran aporte para aquéllos que por diversas razones no hemos tenido (ni tenemos) la apoyatura de un mentor, tutor, coach (pongámosle el nombre que sea) a quién acudir cuando las dudas surjen

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Nos estamos viendo!

Fernando

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