Pilar apeado sobre forjado reticular

FUMARRO

Bronce
Vereis como muchas veces, resulta que la planta ático se retranquea sobre las inferiors y los pilares no hay manera de ponerlos. Para estos casos estan los "pilares apeados", que los ponemos donde nos interesa y listo. Pues este es el caso, pilar apeado que soporta la planta ático, por tanto, solo una planta y poca carga, sobre forjado reticular de canto 30cm y nervios de 10cm ee70cm.
Mi pregunta es la siguiente: es mejor colocar vigas embebidas para el arranque o abaco haciendo las veces de capitel invertido? que coeficiente de pandeo y empotramiento es acansejable? Además está el valor añadido de que esta en zona de sismo elevado(granada), por lo que no es la mejor solución según la normativa NCSE-2002 y las dichosas OCT.
Personalmente pienso que haciendo un analisis eshaustivo y para estos casos que solo soportan una planta y poca luz de carga ( del orden de 2-2.50m vano) no debería haber problema, siempre y cuando se ejecute con arreglo a los detalles indicados óptimos para zonas de sismo(ductilidad de nudos, estribado, etc)

Gracias y un saludo.
 

Jove

Novel
En primer lugar diría lo que todos aquí ya sabemos, pero que me resisto a omitir: colocar pilares apeados siempre, siempre supone una forma anómala y
cotraproducente de trabajo estructural.

En el caso de las zonas sísmicas, el comportamiento del pilar apeado es aún más deficiente si cabe.

no debería haber problema, siempre y cuando se ejecute con arreglo a los detalles indicados óptimos para zonas de sismo(ductilidad de nudos, estribado, etc)

Precisamente, el comportamiento del pilar apeado ante esfuerzos dinámicos y la configuaración del hipotético detalle de unión entre el mismo y el forjado no están catalogádos como dúctiles según NCSE, por lo que no existen "detalles óptimos" que garanticen la tan deseada ductilidad en una situación así.

Con el forjado reticular se acentúa más esta fragilidad o falta de ductilidad porque la unión del pilar mediante ábaco o viga embebida (viga plana) es de por sí muy poco dúctil.

A mí me costaría trabajo decidir que solución adoptar cuando yo mismo no justifico el empleo de pilares apeados en zona sísmica; que pueden resistir porque
soportan poca carga, pero el requirimiento de estas estructuras es que además sean dúctiles. Entiendo que las OCT tampoco lo justifiquen.

Lo mejor en estos casos es plantear una solución estructural óptima mejor que "parchear" otro tipo de soluciones condicionadas por circunstacioas no-estructurales

PD. Creo recordar que había un tema abierto sobre pilares apeados.
 

jmoreno

Diamante
Buena solución... Pero hay que analizar el entramado estructural detenidamente para que no se produzcan esfuerzos "raritos".
 

Jove

Novel
NCSE-02 y la bibliografía especializada de estructuras sismorresistentes nos indican que todos los soportes (pilares, muros, etc) en este tipo de edificios deberán ser continuos en toda su altura, a fin de evitar cambios bruscos de la rigidez de los mismos de una planta con respecto a las demás.

Si añadimos muros de carga en una planta y en otras no, antes esfuerzos dinámicos horizontales se estará produciendo una acumulación de tensiones en esos puntos por el cambio brusco de rigidez. Por tanto un punto débil.

Por otro lado, tenemos la vibración vertical del elemento apeado, ya sean muros o pilares. Cuya carga amplificada por efectos dinámicos no se puede cuantificar de manera exacta con los métodos que propone NCSE pues no están concebidos para ser aplicados sobre elementos apeados.

Los programas informáticos de cálculo de uso cotidiano tienen implementada la norma NCSE-02, por lo que debemos diseñar y calcular respetando las hipótesis
que esta nos marca. Lo que solemos decir siempre: conocer la manera que tiene de trabajar el programa, así como sus hipótesis de partida, para luego
comprobar que lo que construimos se corresponde con la estructura modelizada y/o calculada.
 

FUMARRO

Bronce
En todo eso estamos de acuerdo, pero que duda cabe, que si seguimos la normativa a "rajatabla", no solo esta si no todas, mejor nos vamos al paro. Siempre se ha dicho que los progamas informáticos son una potente herramienta, pero que por otro lado la experiencia y el buen hacer del calculista, junto con una buena interpretación de los resultados obtenidos es lo que ha de reflejarse en el resultado final(el ilustre D. Florentino Regalado, siempre ha echo hincapié en este asunto).
Por supuesto que para pilares apeados que soporten varias plantas, o con grandes cargas ni me lo plantearía, pero en este caso concreto no le veo mayor problema. Cuando se redacta una normativa como es la NCSE-2002, hay que generalizar y establecer unos criterios, y debido a eso, despues se producen las interpretaciones de cada uno. Recuerdo cuando comenzó la obligación de contratar las OCT, que aquí en Granada, y debido a las pocas empresas, no pasaban ni una: no se permitían vigas planas,ni reticulares, pilares apeados, "pilares cortos", exigían un armado excesivo basándose en los resultados del programa, etc. En cambio ya hace unos años se permite todo esto. Como se explica esto? Es fácil: distintas interpretaciones motivadas por la demanda de mercado. Hay que recordar que la NCSE no deja de ser una adaptación a los métodos de cálculo lineal, cuando en realidad el comportamiento es anelástico y lo mas importante es el diseño.
No se que es mejor,si los pilares o pequeños muros de carga. En este caso, es mejor introducir dicho muro en el programa o sustituirlo por las correspondientes cargas?
 
Lo mejor es poner otra hilera de soportes que llegue hasta cimentación a la altura del cerramiento retranqueado de los áticos..., lo que pasa es que eso no siempre es posible... :cool:
 
En todo eso estamos de acuerdo, pero que duda cabe, que si seguimos la normativa a "rajatabla", no solo esta si no todas, mejor nos vamos al paro.
Puedes incumplir casi todas, menos las de Newton y seguidores, mala leche tenía el tío.
FUMARRO ha dicho:
Siempre se ha dicho que los progamas informáticos son una potente herramienta, pero que por otro lado la experiencia y el buen hacer del calculista,
Experiencia en comportamiento de apeos en caso de terremoto... en España, como mucho, de terremotitos.
Y las preguntas que haces no indican que tengas muchas experiencia en ello.
FUMARRO ha dicho:
junto con una buena interpretación de los resultados obtenidos es lo que ha de reflejarse en el resultado final(el ilustre D. Florentino Regalado, siempre ha echo hincapié en este asunto).
¿Y qué dice él de apear pilares?
FUMARRO ha dicho:
Por supuesto que para pilares apeados que soporten varias plantas, o con grandes cargas ni me lo plantearía, pero en este caso concreto no le veo mayor problema. Cuando se redacta una normativa como es la NCSE-2002, hay que generalizar y establecer unos criterios, y debido a eso, despues se producen las interpretaciones de cada uno.
Interpretaciones basadas en algo, digo yo.

Pero bueno, en Granada lo tenéis fácil para no correr riesgos, mientras no pegue un buen -mal- temblor las estructuras van sobradísimas, debe ser el lugar con menos fisuras del país.
 
Si pero estaba pensando que eso será válido para zonas NO sísmicas no?? En una zona sísmica no sé yo cómo se comportarán esos muros en planta ático.

En zona no sísmica se resolvio unos castilletes de escaleras (con ascensores) con dicha opción, los distintos movimientos de la estructura (cierto que era unidireccional) provoco una fisura en dos paramentos a unos 20cms paralelo a la cubierta, curiosamente habían descendido los forjados inferiores de modo distinto, consiguiendo que el forjado del castillete quedara soportado solo en dos muros, siendo los otros dos muros traccionados, intenta descender, pero el forjado superior se mantiene, la fábrica traccionada rompió.

Datos, a ver que recuerde, tal vez un forjado 17+4 o 18+4 ,,, años ochenta y tantos, norma EH-80? vigas planas y vigas de cuelgue mezcladas (era típico), luces de vigas de aquella época, ufff, seis - siete metros mas o menos, flecha creo que era L/400, algo así mas o menos (la memoria no es mi fuerte, si hay errores pues lo siento)
 
Y que esperaban con ese canto y esas luces...!!! :cool:

(P.D.: En obra ese canto y el brazo mecánico se reduce mínimo un par de centímetros más..., como para ir apurando...)
 
arckko7 no siempre los forjados han tenido la barbaridad de espesor de ahora y siguen aguatando sin problema, creo que he llegado a ver algunos de 16cms (13+3) y sin problemas.
 

SBESA

Esmeralda
Es verdad, los forjados a "antiguos" iban con esos cantos, con copresoras de 3-4 cm y sin mallazo. En calculos anteriores a los 80 tampoco se era tan estricto con los estados límites de servicio (o sea, sobretodo flechas).
Otra cosa, es evidente que la ductilidad es un parámetro fundamental en las estructuras sometidas a acciones sísmicas. Si por algo se caracterizan los muros de fábrica es por su escasa ductilidad, muy inferior a las estructuras de hormigón bién dimensionadas. Por esta razón se suele considerar que los tabiques de fábrica no acompañan a la estructura de hormigón hasta el estado límite último, por lo que solamente pesan. La viga planas y los forjados reticulares tampoco son los reyes de la ductilidad, así, que si alguien tiene oeufs para poner cargaderos en zonas con más de 0,16 g ta. vez debería pensar en vigas colgadas con un razonable sobredimensionamiento.
 

jmoreno

Diamante
En zona no sísmica se resolvio unos castilletes de escaleras (con ascensores) con dicha opción, los distintos movimientos de la estructura (cierto que era unidireccional) provoco una fisura en dos paramentos a unos 20cms paralelo a la cubierta, curiosamente habían descendido los forjados inferiores de modo distinto, consiguiendo que el forjado del castillete quedara soportado solo en dos muros, siendo los otros dos muros traccionados, intenta descender, pero el forjado superior se mantiene, la fábrica traccionada rompió.

Pero hay que analizar el entramado estructural detenidamente para que no se produzcan esfuerzos "raritos".
Gracias, Octopussy ;)
 

vorpal

VIP
Comprueba si urbanísticamente puedes hacer algo parecido a esto:



Se trata de mantener el pórtico estructural de fachada hasta el techo del ático y retranquear sólo el cerramiento de la última planta.

Saludos
 
Me ha gustado la solución de Vorpal.
Si no se puede hacer así, viga de pilar de fachada a pilar de crujía central y pilar nace de esa viga. No veo el problema por ningún sitio.
Saludos!
 
arckko7 no siempre los forjados han tenido la barbaridad de espesor de ahora y siguen aguatando sin problema, creo que he llegado a ver algunos de 16cms (13+3) y sin problemas.

Ya lo se, y está claro que aguantar aguanta, pero flectar flectan una barbaridad, que es a lo que me refiero... ;)

Me ha gustado la solución de Vorpal.
Si no se puede hacer así, viga de pilar de fachada a pilar de crujía central y pilar nace de esa viga. No veo el problema por ningún sitio.
Saludos!

Sí..., así es como se hacen todos los pilares apeados... :D:D:D

El problema viene con el sismo y esa carga puntual... :cool:
 

Sarnas Morgul

Diamante
El cálculo lo soporta todo: más canto, más hierro, más lo que sea...
Pero creo que aquí se está hablando de otra cosa: orden estructural.
Personalmente, si de mi dependiera prohibiría los pilares apeados. Solo para casos muuuuuuuuuuuuuuuuuuuuuuy puntuales.
 
Sí: son factores a tener en cuenta para el cálculo, ¿y?
Saludos

El cálculo lo soporta todo: más canto, más hierro, más lo que sea...
Pero creo que aquí se está hablando de otra cosa: orden estructural.
Personalmente, si de mi dependiera prohibiría los pilares apeados. Solo para casos muuuuuuuuuuuuuuuuuuuuuuy puntuales.

Exacto...! :D:D:D

El CYPE te puede calcular las burradas que tú le plantees, pero luego está el criterio del proyectista para no hacer gorrinadas estructurales que son, además de caras, difíciles de ejecutar bien en obra... (más hierro, detalles cuidadosos...) :cool:
 

vorpal

VIP
Señores un poco de por favor,
que no sea recomendable hacer pilares apeados no signfica que no se puedan hacer.
Hay situaciones en las que no queda más remedio, se hacen y punto, para eso nos han enseñado a calcular y a armar, aunque despues haya que hormigonar con jeringuilla de tanto hierro que hay :D.

Y estamos hablando de Cype como si fuera el ser supremo de las estructuras. :D.
Por encima del Cype u otra aplicación de cálculo siempre queda el criterio y saber hacer del proyectista o del calculista. Y hay cantidad de cosas que pueden ser muy útiles para resolver apeos y que en cype no se contemplan(estoy epnsando por ejemplo en las barras a 45º para absorber cortante)

Saludos.
 
Arriba