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Cómo se diseña un pedestal?

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Cómo se diseña un pedestal?

Notapor Estructo » Mar Nov 07, 2006 8:03 pm

Hola amigos

Tengo una inquietud que deseo compartir con ustedes respecto al diseño de cimentaciones. Específicamente sobre el pedestal o sobrecimiento.

Se supone que con las cargas a nivel del terreno se diseña la cimentación. Se obtienen las dimensiones y la armadura. Puede ser que quede un espacio libre entre la parte superior de la cimentación y la parte inferior de la columna o muro. Entonces, ¿cómo se diseña esta porción? ¿influye en algo la magnitud de esta distancia?

Algunos colegas me han dicho que simplemente se proyecta la columna o muro hasta la cimentación. Pero, no me convence que sea tan simple, alguna verificación se debe hacer. Además, he visto que muchos las diseñan con mayor espesor que la columna o muro.

De antemano, muchas gracias.
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Notapor Eric » Mar Nov 07, 2006 11:05 pm

hola :

lei tu pregunta y te suguiero que representes con un esquema ilustrativo tu problema pues no me esta claro...

suerte
Eric
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Dado o Pedestal

Notapor Ipal » Mié Nov 08, 2006 6:56 am

Hola, se interpone un dado entre la columna y la zapata para proporcionar una transferencia de carga mas optima entre la columna y la losa de la zapata y en muchas situaciones para suministrar la longitud de desarrollo necesaria para los bastones, aqui estamos hablando de una zapata escalonada donde la transmision de carga de la columna a la losa de la zapata se puede considerar como una piramide truncada cuyos lados se extienden hacia afuera con una inclinacion igual a los 45°, el dado la losa se deberan colar monoliticamente, una opcion a las zapatas escalonadas serian las zapatas acarteladas que consumen menos concreto pero mas mano de obra, por otro lado las zapatas de losa sencilla son ventajosas hasta peraltes cercanos a los 90 cm, saludos
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Notapor FYU » Mié Nov 08, 2006 7:22 am

Estimado,

el diseño de pedestales, en general, yo lo realizo con las reacciones del modelo, que son en la base de las columnas, nivel de placas bases (base plates) para columnas de acero, trasladadas hasta su interface con la zapata o fundación, como una columna empotrada-libre (cantiliver) con cargas concentradas en su extremo libre. Otra forma es modelar todo junto, columna, pedestal y zapata, obteniendo de ahí, y de una vez, todos los esfuerzos para diseñar cada elemento. Claro, que para el diseño de placas bases y pernos de anclajes, debes tener un modelo sólo hasta el nivel de placas bases... mmm... en realidad, no es necesario, pero es lo que se hace en la práctica.

Luego, no considero el aporte del suelo como rigidizador o apoyo lateral para el diseño de los pedestales, ya que eso depende de las condiciones y calidad del relleno, por lo que te recomiendo no hacerlo. Esto puede resultar conservador, pero en fundaciones es bueno serlo, porque después quedan bajo tierra y no tienes control de ellas y por muy bueno que sea el diseño de tu estructura si el diseño de tus fundaciones es deficiente, todo tu diseño lo será y el próximo terremoto se encargará de demostrártelo. Por otra parte, si tienes losas o radieres (slab on grade) o vigas (por ejemplo, de fundación), puedes reducir la altura libre del pedestal o considerar algún apoyo lateral para transmitir las cargas de corte a la viga o losa o radier y no por el pedestal a la zapata, reduciendo así los momentos en la zona crítica (interface pedestal/zapata), pero debes verificar que tu viga o losa o radier sea capáz de tomar ese corte como carga axial.

Ahora, todo esto puede llevar a que el pedestal sea de mayores dimensiones que la columna y además como el pedestal está, generalmente, enterrado los recubrimientos son mayores a los de la columna, si ésta no lo está enterrada.

Otras consideraciones pueden ser de serviciabilidad u operación de la estructura (necesitas pedestales de mayor sección para proteger las columnas del paso de vehículos, etc.) o simplemente de secuencias constructivas y éstas dependen de cada proyecto en particular. También debes considerar la constructabilidad, es decir, la factibilidad de construir la fundación, el pedestal y la columna. Para ello, todas las armaduras de refuerzo de los distintos elementos que llegan al pedestal más los del pedestal mismo se deben poder materializar y deben complir con todos los requisitos de distancias libres entre barras de refuerzo y también con sus distancias de anclaje, etc.

Espero haber respondido tu consulta... ???
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Notapor Estructo » Mié Nov 08, 2006 11:19 am

fyevenes escribió:
el diseño de pedestales, en general, yo lo realizo con las reacciones del modelo, que son en la base de las columnas, nivel de placas bases (base plates) para columnas de acero, trasladadas hasta su interface con la zapata o fundación, como una columna empotrada-libre (cantiliver) con cargas concentradas en su extremo libre.




Sí, en eso había pensado. Entonces: ¿con esas reacciones tengo que diseñar una especie de columna corta con todas las verificaciones correspondiente a este tipo de elementos? (Flexo-compresión, corte, separación de barras, estribos, etc)
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Notapor FYU » Mié Nov 08, 2006 11:43 am

así es
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Notapor jhing » Mié Nov 08, 2006 12:50 pm

En el diseño de pedestales ¿Se debe proporsionar la cuantia minima estipulada por el ACI 318 para zonas de alta actividad sismica como chile (1% area bruta) en el caso que la armadura por calculo sea menor?

Saludos
jhing
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Notapor gatogalaxi » Mié Nov 08, 2006 2:04 pm

fyevenes escribió:así es



Consulta. A mi me paso algo parecido, y era mi primerra fundacion. Esta consistia en una estrcutura de un estanque de radio 15 m circular. Este estaba montado en columnas arriostradas.

La solucion fue considerar un apollo completo o losa continua , ademas de los pedestales de descarga de los apoyos.

Colsulta. Debido a que las columnas eran de altura del orden de 60 cm verifique las condicones de confinamiento de estas y realice un diseño por capacidad por ser segun mi criterio el elemenmto mas vulnerable de trasmicion de esfueros entre las columnas del estanque y las fundaciones. Ademas verifique las condciones de anclaje del persno de acuerdo a las disposiciones del ACI.

Mi consulta ese es la solucion o el esquema de calculo que se utiliza.

Por lo menos fue mi criterio.
Se despide FEC.
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Cuantia Minima

Notapor roxedhm » Mié Nov 08, 2006 3:41 pm

En el diseño de pedestales ¿Se debe proporsionar la cuantia minima estipulada por el ACI 318 para zonas de alta actividad sismica como chile (1% area bruta) en el caso que la armadura por calculo sea menor?

Saludos


Estimado Colega:

Las versiones ANTIGUAS del ACI 318, permitian diseñar con una cuantia de hasta 0.50% cuando tu columna era mucho mayor de lo requerido.

Las ultimas normas, indican taxativamente que en zona sísmica debes usar una cuantia del 1.0% del area bruta.

Saludos
roxedhm
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Notapor FYU » Mié Nov 08, 2006 3:53 pm

Estimados,

Textual del Comentario R15.8.2.1 y R15.8.2.2 del ACI 318 - 2005:

Se requiere una cantidad mínima de refuerzo entre todos los elementos apoyados y de apoyo, para asegurar un comportamiento dúctil. En el reglamento no se requiere que todas las barras en una columna se prolonguen a través y se anclen en la zapata. Sin embargo, una cantidad de refuerzo con área 0.005 veces el área de la columna, o un área igual de pasadores (dowels) apropiadamente empalmadas por traslapo, debe extenderse dentro de la zapata con un anclaje apropiado. Este refuerzo se requiere para proporcionar cierto grado de integridad estructural durante la etapa de construcción y durante la vida de la estructura.

Por lo tanto, una armadura mínima para pedestales sería 0.005Ag, de acuerdo al ACI 318, Cap. 15.8.2.1.

Ahora para muros el ACI 318, Cap. 15.8.2.2 dice:
Para muros construidos en obra, el área del refuerzo a través de la interfaz no debe ser menor que el refuerzo mínimo vertical señalado en 14.3.2.
Entonces la cuantía mínima para refuerzo vertical estaría dada por:
(a) 0.0012 para barras corrugadas no mayores que No.16 con fy no menor que 420 MPa, o
(b) 0.0015 para otras barras corrugadas, o
(c) 0.0012 para refuerzo electrosoldado de alambre (liso o corrugado) no mayor que MW200 ó MD200 (16mm de diámetro).


Pero por otra parte está el capítulo 21, con sus disposiciones especiales para el diseño sísmico y en particular en el Cap. 21.10.2.1 dice:
El refuerzo longitudinal de las columnas y muros estructurales que resisten las fuerzas inducidas por los efectos sísmicos debe extenderse dentro de la zapata, losa de cimentación o cabezal de pilotes, y debe estar totalmente desarrollado por tracción en la interfaz.
Por lo tanto, en este caso las cuantías para las armaduras en pedestales debe ser 0.01 (Cap. 21.4.3.1) y para muros 0.0025 (Cap. 21.7.2.1).

Ojo que el Cap. 21 aplica según el riesgo sísmico de la región donde se construirá la estructura y, en particular, para el caso de fundaciones cuando este es alto (ver Tabla R21.2.1 en comentario R21.2.1).

En Chile para las zonas sísmicas 2 y 3, yo siempre aplicaría el Cap. 21, para todo tipo de elemento, porque en zona 2, de acuerdo a la NCh2369 ó 433, puedes obtener un coeficiente sísmico muy similar a uno obtenido en zona 4 según UBC-97 (con la cual se pueden comparar las normas chilenas).
En la zona sísmica 1, es más discutible, me parece que es una zona de riesgo moderado, por lo que, por ejemplo, en fundaciones no lo aplicaría.
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Notapor Estructo » Mié Nov 08, 2006 7:35 pm

fyevenes escribió:
Estimados,

Textual del Comentario R15.8.2.1 y R15.8.2.2 del ACI 318 - 2005:

Se requiere una cantidad mínima de refuerzo entre todos los elementos apoyados y de apoyo, para asegurar un comportamiento dúctil. En el reglamento no se requiere que todas las barras en una columna se prolonguen a través y se anclen en la zapata. Sin embargo, una cantidad de refuerzo con área 0.005 veces el área de la columna, o un área igual de pasadores (dowels) apropiadamente empalmadas por traslapo, debe extenderse dentro de la zapata con un anclaje apropiado. Este refuerzo se requiere para proporcionar cierto grado de integridad estructural durante la etapa de construcción y durante la vida de la estructura.

Por lo tanto, una armadura mínima para pedestales sería 0.005Ag, de acuerdo al ACI 318, Cap. 15.8.2.1.



Eso es referente al "traspaso de carga"; es decir, pilar-fundación. Algo de eso es similar al trapaso losa-columna. Esto es muy útil cuando el pilar no necesita pedestal o éste tiene muy poca altura.

Pero cuando lleva pedestal: ¿La armadura mínima se determina mediante el estudio como una columna corta? Podría coincidir con esa que tú dices pero no necesariamente. ¿Igual hay que verificar como si se tratase de una columna?

Saludos a todos!
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Notapor FYU » Jue Nov 09, 2006 8:02 am

Estimado,

Las disposiciones a las que hice referencia en mi respuesta anterior, corresponden a pedestales y a elementos en compresión, por lo que son disposiciones que aplican para cualquier caso (que cumpla con las restricciones señaladas).

Pero profundicemos un poco en el tema de las columnas cortas. Para que un pedestal sea considerado como una columna corta, tendría que estár apoyado lateralmente en su parte inferior (zapata) y superior o en algún puento intermedio (losa o radier o viga), lo cual no siempre sucede en proyectos industriales o mineros. Ahora el mecanismo de falla de una columna corta es por corte (grieta en X), dada por su gran rigidez lateral, por lo cual absorve mayores deformaciones, por lo que primero alcanza su capacidad al corte antes que su capacidad a flexión. Los esfuerzos de corte se consentran en las columnas de menor altura libre, que en algunos casos podrían ser los pedestales.

Luego, para cualquier tipo de columna (corta o larga) las cuantías para el refuerzo axial debe estar comprendida entre 0.01 y 0.08. Para el caso sísmico la cuantía máxima debería limitarse a 0.06. Si en la columna se prevén empalmes por yuxtaposición la cuantía máxima debería limitarse a 0.04. Y en el caso de zonas de riesgo sísmico bajo e incluso moderado (dependiendo de la estructura), yo usaría como mínimo 0.005. En el caso del refuerzo por corte, yo sería muy riguroso y cuidadoso, por lo que expliqué anteriormente.

Finalmente, como dato, el código Indú requiere, para el caso de columnas cortas, estribos (refuerzo transversal) bien cercanos a través de toda la longitud de la columna y por encima de ella y esta longitud depende del diámetro de las barras longitudinales. Además requiere dejar espacio suficiente entre las paredes de ladrillos o bloques y las columnas (65 mm generalmente) para evitar la restricción del movimiento horizontal, eliminando el efecto de columna corta. También recomienda que se rellene este espacio con algún material plástico o elastomérico. Esto último me parece que funcionó bien en el terremoto de Arequipa de 1999, en Perú, donde una escuela construida con este sistema no sufrió ningún tipo de daño, por el efecto de columna corta.
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Notapor jhing » Jue Nov 09, 2006 3:09 pm

1. Referente al capitulo 21 del ACI... ¿Cuales son las cosas que realmente se aplican en el diseño de estructuras de concreto en Chile?... ya que hay disposiciones que realmente son muy rectrictivas. por ejemplo en el diseño al corte se estipula que el espaciamiento minimo sea de d/4( segun corresponda), lo cual tengo dudas que se aplique en la practica.

2. En uno de los mensajes anteriores se mensiona el codigo indu para el diseño de columnas cortas... es una recomendacion???? que se debe hacer realmente para analizar y diseñar una columna corta???

3. Dudo que la opcion de dilatar las columnas con un material elastomerico sea aplicable a todas las comfiguraciones de columnas cortas????
4. Cuando las deformasiones por corte son importantes, es aplicable la teoria de flexion en columnas?????


Saludos y espero sus comentarios
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Notapor FYU » Jue Nov 09, 2006 4:27 pm

Estimado,

1) El Cap. 21 aplica según el riesgo sísmico del lugar donde se va a contruir la estructura. Además, debido a lo anterior se pueden o no considerar algunas disposiciones. El ACI 318 - 2005 lo dice más explícitamente.
Respecto de la restricción de distancia entre estribos del Cap. 21, esta aplica en las zonas donde se formarán las rótulas plásticas (yo las aplico), en el resto del elemento aplican las disposiciones del Cap. 11.

2) El ACI 318, me parece que no se refiere explícitamente a las columnas cortas, por lo menos no me salta a la memoria un capítulo en particular, mas allá de que los efectos de segundo orden no aplican, el código Indú si lo hace y da varios requisitos a cumplir. Ahora, ese ejemplo, fue sólo un comentario para demostrar que el efecto importante en las columnas cortas realmente es la falla por corte. Claro que jugando con la esbeltez del elemento tu puedes lograr que la falla sea de flexión y no de corte.

3) Es verdad que el dilatar las columnas puede no ser aplicable en todos los casos, pero es una recomendación, incluída en el código Indú y el Peruano, que puede ser muy útil de tener en mente.
En los edificios chilenos habitacionales, esto se podría aplicar en las zonas de logias y cocinas, donde se producen columnas cortas debido que los muros no cubren toda la altura de entre pisos.

4) La teoría de flexión si aplica, con ella puedes verificar si tu columna fallará primero por flexión o por corte, pero hay que tener cuidado con el cálculo de las armaduras por corte.
Como recomendación, para una columna corta, yo utilizaría las armaduras de corte que señala el Cap. 21 para las zonas de rótulas plásticas en toda la longitud de la columna.

Como opinión personal, en Chile, el Cap. 21 debiera aplicarse a toda estructura en las zonas sísmicas 3 y 2. Especialmente en edificios de marcos.
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Notapor gatogalaxi » Jue Nov 09, 2006 4:35 pm

fyevenes escribió:Estimado,

1) El Cap. 21 aplica según el riesgo sísmico del lugar donde se va a contruir la estructura. Además, debido a lo anterior se pueden o no considerar algunas disposiciones. El ACI 318 - 2005 lo dice más explícitamente.
Respecto de la restricción de distancia entre estribos del Cap. 21, esta aplica en las zonas donde se formarán las rótulas plásticas (yo las aplico), en el resto del elemento aplican las disposiciones del Cap. 11.

2) El ACI 318, me parece que no se refiere explícitamente a las columnas cortas, por lo menos no me salta a la memoria un capítulo en particular, mas allá de que los efectos de segundo orden no aplican, el código Indú si lo hace y da varios requisitos a cumplir. Ahora, ese ejemplo, fue sólo un comentario para demostrar que el efecto importante en las columnas cortas realmente es la falla por corte. Claro que jugando con la esbeltez del elemento tu puedes lograr que la falla sea de flexión y no de corte.

3) Es verdad que el dilatar las columnas puede no ser aplicable en todos los casos, pero es una recomendación, incluída en el código Indú y el Peruano, que puede ser muy útil de tener en mente.
En los edificios chilenos habitacionales, esto se podría aplicar en las zonas de logias y cocinas, donde se producen columnas cortas debido que los muros no cubren toda la altura de entre pisos.

4) La teoría de flexión si aplica, con ella puedes verificar si tu columna fallará primero por flexión o por corte, pero hay que tener cuidado con el cálculo de las armaduras por corte.
Como recomendación, para una columna corta, yo utilizaría las armaduras de corte que señala el Cap. 21 para las zonas de rótulas plásticas en toda la longitud de la columna.

Como opinión personal, en Chile, el Cap. 21 debiera aplicarse a toda estructura en las zonas sísmicas 3 y 2. Especialmente en edificios de marcos.


Por lo menos tu criterio es parecido al mio, en relacion al diseño de pedestales.

En mi caso si me todo zona tres, por lo que debia aplicar las disposiciones dle capitulo 21.

Si tienes razon la gracias es evitar la falla al corte. Pero me vienen a la memeoria dos cosas.

NO podemos poner infinito refuerzo al corte por que la gracias es producir la falla a flecion e imedir dos cosas la falla al corte (fragil son grandes deformaciones), y la falla por biela de compresion (cabezas de compresion explosiba, fragil). La segunda se forma cuando hay mucho estribo de corte, por eso si mi memoria no me falla tambien hay restriuiciones para armadura de corte (por el lado de maximas).

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Notapor FYU » Vie Nov 10, 2006 7:10 am

Estimado

Es cierto que no podemos poner infinito refuerzo de corte ni de flexión, porque debemos poder vaciar el concreto en el elemento estructural, sino mejor hacemos una estructura de acero.

También es muy cierto que es mejor buscar un mecanismo de falla dúctil, que uno frágil. Aquí vuelvo hacer mención que al jugar con la esbeltez del elemento, se puede lograr que éste falle primero por flexión, que por corte (evitando efectos de columna corta). Aunque según la práctica chilena, los edificios de muros de corte se comportaron de forma mejor de lo esperado en el terremoto del 1985. Ahora, esa sana práctica, entre otras, anterior al sismo de 1985, he visto con alguna preocupación que se han ido dejado de lado y han aparecido nuevas estructuraciones híbridas sin mucha historia de comportamiento sísmico en Chile, y no soy el único con esta duda... pero, bueno, como siempre habrá que esperar al siguiente terremoto para ver qué pasará, nuevamente seremos reactivos y no preactivas, porque nuestra norma (NCh433), siendo una muy buena norma, ya se quedó en el pasado.

Finalmente, quisiera decir que lo más importante es lograr conjugar muy bien cinco factores para evitarse cualquier sorpresa desagradable:
1) estructuración (para mi esto es esencial, pero el segundo más importante),
2) métodos y modelos de análisis estructural (que refleje el estado del arte),
3) métodos y modelos de diseño sismorresistente (que refleje el estado del arte),
4) sistemas y secuencias constructivas (para mi, el más importante, porque la estructura finalmente se comportará según como se construya, por eso como ingenieros estructurales no podemos ni debemos desligarnos de la construcción), y
5) mantención y remodelaciones de la estructura (factor no menor, porque puede significar cambios importantes en las solicitaciones sobre la estructura).
Descuidar cualquiera de estos cinco puntos van ha producir que la estructura se comporte de una forma no esperada y probablemente no deseada.

Vaya, parece que me desvié absolutamente del tema de este foro... sorry !!!
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Notapor gatogalaxi » Vie Nov 10, 2006 9:29 am

fyevenes escribió:Estimado

Es cierto que no podemos poner infinito refuerzo de corte ni de flexión, porque debemos poder vaciar el concreto en el elemento estructural, sino mejor hacemos una estructura de acero.

También es muy cierto que es mejor buscar un mecanismo de falla dúctil, que uno frágil. Aquí vuelvo hacer mención que al jugar con la esbeltez del elemento, se puede lograr que éste falle primero por flexión, que por corte (evitando efectos de columna corta). Aunque según la práctica chilena, los edificios de muros de corte se comportaron de forma mejor de lo esperado en el terremoto del 1985. Ahora, esa sana práctica, entre otras, anterior al sismo de 1985, he visto con alguna preocupación que se han ido dejado de lado y han aparecido nuevas estructuraciones híbridas sin mucha historia de comportamiento sísmico en Chile, y no soy el único con esta duda... pero, bueno, como siempre habrá que esperar al siguiente terremoto para ver qué pasará, nuevamente seremos reactivos y no preactivas, porque nuestra norma (NCh433), siendo una muy buena norma, ya se quedó en el pasado.

Finalmente, quisiera decir que lo más importante es lograr conjugar muy bien cinco factores para evitarse cualquier sorpresa desagradable:
1) estructuración (para mi esto es esencial, pero el segundo más importante),
2) métodos y modelos de análisis estructural (que refleje el estado del arte),
3) métodos y modelos de diseño sismorresistente (que refleje el estado del arte),
4) sistemas y secuencias constructivas (para mi, el más importante, porque la estructura finalmente se comportará según como se construya, por eso como ingenieros estructurales no podemos ni debemos desligarnos de la construcción), y
5) mantención y remodelaciones de la estructura (factor no menor, porque puede significar cambios importantes en las solicitaciones sobre la estructura).
Descuidar cualquiera de estos cinco puntos van ha producir que la estructura se comporte de una forma no esperada y probablemente no deseada.

Vaya, parece que me desvié absolutamente del tema de este foro... sorry !!!


A pesar que soy un Ingeniero joven en formacion, comprato plenamente tus coentarios generals.

Ademas por lo que tengo entendido la norma NCh 433 se basa en el comportamiento que se obtubo de los edificios que existian hasta ese momento, es decir. Se compatibilizo el buen comportamiento de los edificios existentes con la norma. Ademas de compatibilizarlo con le antigua NCh.

Quiero decir que los edicios hasta el sismo de 1985, los de hormigon armado estaban estructurados principalmnete con sistemas resitentes de muros y sistem dual.

Actualmente han proliferado otras formas de estrcuturacion la cuales no han sido probadas y mas bien parecen importaciones de sistemas utilizados en otros paises que no corresponden ni tendrian que comportasrse de las misma forma por que se basan en sismoss con carateirsticas sismologicas distintas.

Me refiero principalmente a los edificos basados en sistemas de marcos.

A nuenvos sistemas hibridos estrcuturales lo cuales no han sido probados para los tipos y formas de mecanismos de liberacin de enrgia de los encuentos de placas de nuestro contienete.

El beun comportamiento de los edicios Chilenos que ha sido halabado aunque no loo crean mundialmentes e debe a us sistema resistente, es decir estrcuitura de muros rigidaz pero estos sistemas no le gustan a los arquitectos.

Ahora primero que nada como tu lo dice stodo parte por una buena estrcuturacion, seguido por un modelo adecuado, que muestre la distribucion de fuerzas, diseño adecuado de resistencia, detellamiento adecuado en las zonas necesarias. Un control estricto es los procesos de construccion.

TAl cual tu dices no podemos desligar la responsabilidad final del buen comportamiento del proyecto a la persona que los construye. Es nuestra responsabilidad el fiscalizar que lo que aparece en plano y las secuancias constructivas dadas o especificadas se cumplna fielmente en la construccion.

Respecto al tema del uso. Me acuerod de claese de estrcuturas que uno de los prinicpales problemas de los eficicios de Ciudad de Mexico fue por el problema de uso. Aunque no lo crean edificos habitacinale sutilizados como fabricas clandestinas.

Ademas qe mucos estaba estrcuturados como sistemas de marcos, Lo cuales siempren fallan independiente que se les de confinamiento, se diseño por capacidda se eviten las fllan de los nudos. Se logre la condicone de columna fuerte y viga debil. Personalmente este sistema de estrcuturas no me gustan, siempre fallan.

Siempre es preferible contar con la nobleza del muro. Por muy agrietado que este siempre y cuendo se haya diseñado bien, quedara en pie. Y no se cae como los marcos.

Es una aprecaicion personal.

En cuanto a las cvolumnas cortas, clrso si se puede cambiar la opongitid de esta aumentando su tamaño o disminuyeco su inercia es perferibloe siempre tratar de lograr esto.

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Notapor Ipal » Sab Nov 18, 2006 6:07 am

Aqui te dejo un articulo que espero te ayude a despejar tus dudas y que tambien puede servir para un prediseno, saludos
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Dado Pedestal

Notapor Ipal » Sab Nov 18, 2006 8:28 pm

Aqui otro:
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Re: Dado Pedestal

Notapor Estructo » Lun Nov 20, 2006 8:25 pm

Ipal escribió:
Aqui te dejo un articulo que espero te ayude a despejar tus dudas y que tambien puede servir para un prediseno, saludos



Muchas gracias por la información, bastante útil.

Saludos cordiales!
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Pedestales

Notapor universe » Sab Dic 30, 2006 3:24 am

Hablando de pedestales alguien tendra algun ejemplo de como se diseñan los candeleros para recibir columnas pre-fabricadas. Gracias por el interes a esta duda.
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candelero

Notapor gatob » Vie Ene 05, 2007 2:50 pm

saludos compañeros del foro les envio un ejemplo de como se diseñan los candeleros para recibir columnas pre-fabricadas.
gatob
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Re: candelero

Notapor gatob » Vie Ene 05, 2007 11:19 pm

gatob escribió:saludos compañeros del foro les envio un ejemplo de como se diseñan los candeleros para recibir columnas pre-fabricadas.
ARCHIVO ADJUNTO. No tiene los permisos requeridos para ver los archivos adjuntos a este mensaje. Debe Ingresar Primero y Actualizar (recargar) la pagina.
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Re: candelero

Notapor universe » Mié Ene 10, 2007 9:23 pm

[quote="gatob"][quote="gatob"]saludos compañeros del foro les envio un ejemplo de como se diseñan los candeleros para recibir columnas pre-fabricadas.[/quote][/quote]

Estimado amigo "gatob" te agradezco de verdad el aporte acerca del diseño de candeleros con contratrabes, pero en ese ejemplo sólo se aprecia el diseño de la contratrabe y no como se diseña el candelero en si (no se muestra ningun armado al respecto) no tendras otro ejemplo donde se diseñe específicamente el candelero te lo agradecería mucho.
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Re: candelero

Notapor universe » Mié Ene 10, 2007 9:24 pm

[quote="gatob"][quote="gatob"]saludos compañeros del foro les envio un ejemplo de como se diseñan los candeleros para recibir columnas pre-fabricadas.[/quote][/quote]

Estimado amigo "gatob" te agradezco de verdad el aporte acerca del diseño de candeleros con contratrabes, pero en ese ejemplo sólo se aprecia el diseño de la contratrabe y no como se diseña el candelero en si (no se muestra ningun armado al respecto) no tendras otro ejemplo donde se diseñe específicamente el candelero te lo agradecería mucho.
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