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Esta sección trata de dar a conocer vuestras consultas, así como vuestras respuestas a dichas consultas y vuestras opiniones.

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¡Por cierto!, gracias a todos los colaboradores,  que vais haciendo crecer día a día esta página.

Nota: desde De Mecánica no ponemos cribas a las respuestas y comentarios que nos envían los colaboradores, sólo obligamos a que se razonen desde un punto de vista técnico o normativo.  Por ello tampoco nos hacemos responsables de dichas respuestas y opiniones, ni siquiera aseguramos estar de acuerdo con ellas. Se persigue con ello crear un foro de diálogo donde tengan cabida la experiencia de los técnicos, aun a riesgo de adolecer de cierta falta de rigor.

CONSULTAS

Estructuras: EST 4 (Marzo 2007-Actualidad) - EST 3 (Octubre 2005-Febrero 2007) - EST 2 (Enero 2005-Septiembre 2005) - EST 1 (Marzo 2003-Enero2005)

Geotecnia y cimientos: GEO 4 (Marzo 2007-Actualidad) - GEO 3 (Mayo 2006-Febrero 2007) - GEO 2 (Julio 2005-Abril 2006) - GEO 1 (Junio 2003-Junio 2005)

 

CONSULTAS-29 (Junio 2006):

 

- Sobre un buen programa de cálculo de naves industriales (De Erwing García), 30/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 04/07/06
  Respuesta: De Oscar, 08/07/06
  Respuesta: De Daniel, 23/07/06

- Sobre la unión de un forjado existente con otro nuevo (De Ana M.), 28/06/06

  Respuesta: De Fran Arias, 18/07/06

- Sobre la necesidad de juntas en una pasarela peatonal (De Ángel Fernández), 27/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 27/06/06
 
Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 27/06/06

  Respuesta: De Oscar, 29/06/06

- Sobre el coeficiente de presión de marquesinas (De José Pedro), 26/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 27/06/06

- Sobre la medición de un encofrado (De Arturo), 26/06/06

  Respuesta: De José L. Rodríguez Vega, 29/06/06

  Respuesta: De Antonio García, 10/07/07

- Sobre las luces máximas en losas postensadas (De Patricia), 25/06/06

  Respuesta: De Oscar, 11/07/06

- Sobre el desplazamiento máximo permitido para un sismo de grado VII (De Francisco), 25/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 29/06/06

- Sobre un prontuario informático de perfiles metálicos (De Itopa), 23/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el tiempo de desencofrado de unos pilares (De Jaime), 22/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 23/06/06
  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 23/06/06
  Respuesta: De Francisco Arias, 23/06/06
  Respuesta: De Itopa, 23/06/06
  Respuesta: De Itopa, 30/06/06

- Sobre el diámetro de la armadura de montaje de un forjado reticular (De Javier), 22/06/06

  Respuesta: De Oscar, 01/07/06

- Sobre una estructura de muros de hormigón y vigas y pilares metálicos (De Aiala), 21/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 22/06/06

- Sobre la respuesta a un problema de fisuración según EHE (De Ramón), 20/06/06

  Respuesta: De Oscar, 08/07/06

- Sobre bibliografía electrónica acerca de bielas y tirantes (De Jaime), 19/06/06

  Respuesta: De Coya, 20/06/06

- Sobre fórmulas de esfuerzos cortantes en tubos (De Alejandro), 19/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 09/06/06

- Sobre un prontuario de vigas Boyd (De Topo), 18/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/06/06

- Sobre ensayos a flexión de vigas reforzadas (De Santiago), 18/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/06/06

- Sobre una envolvente exterior de muro de carga en zona sísmica (De Rafi), 18/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el cálculo de un perfil que conforma un hueco (De Toni), 16/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/06/06

- Sobre cruces de San Andrés (De Ángela), 15/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 16/06/06
  Respuesta: De Oscar, 20/06/06

- Sobre los nudos entre elementos de hormigón y metálicos (De Manuel), 14/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 15/06/06

- Sobre el empotramiento de un pilar metálico en cimentación (De Manuel), 14/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 15/06/06

- Sobre un altillo de chapa colaborante (De Laia), 14/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 15/06/06

- Sobre la carga de una rampa de circulación (De Dario H), 13/06/06

  Respuesta: De Coya, 14/06/06
  Respuesta: De Francisco Arias, 14/06/06

- Acerca del peso de una piscina sobre una azotea (De Jorge), 10/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 12/06/06
  Agradecimientos y nueva consulta: De Jorge, 14/06/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 15/06/06
  Respuesta: De Rosalía, 22/06/06
  Agradecimientos: De Jorge, 26/06/06

- Sobre la disposición de mallazos sobre un forjado unidireccional (De Paula), 08/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 09/06/06
  Respuesta: De Coya, 09/06/06
- Sobre fabricantes de mallas electrosoldadas (De Emilia Gómez), 08/06/06

  Respuesta: De Francisco Arias, 14/06/06

- Sobre el espesor de muros de fábrica portantes (De Manuel), 08/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 09/06/06
- Sobre la limitación de flechas en sustituciones de muros de carga (De Manuel), 08/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 09/06/06
  Respuesta:
De Daniel Narro Bañares, 09/06/06

- Sobre el recubrimiento de una central hidroeléctrica (De Jorge Acosta), 08/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre la necesidad de forros de nivelación (De Oscar Fernández), 08/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el peso máximo que soporta una viga metálica (De Omar Urbano T.), 07/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 08/06/06

- Sobre el cálculo a punzonamiento según EHE (De Enric), 07/06/06

  Respuesta: De Mayte, 06/07/06

- Sobre bibliografía acerca de prefabricados (De José Romero), 07/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre un sistema de anclaje para trabajadores (De Monleón), 06/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el coeficiente beta de pandeo de correas metálicas (De Manuel), 05/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 07/06/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 07/06/06

  Comentarios a respuesta anterior: De Daniel Narro Bañares, 08/06/06
  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 09/06/06

  Nueva consulta: De Manuel, 10/06/06
  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 11/06/06
  Comentarios a respuesta anterior: De Daniel Narro Bañares, 13/06/06
- Sobre muros de cortante (De Darío H.), 04/06/06
  *¡Sin respuesta!*

- Sobre juntas en medianera (De Natalia), 04/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 05/06/06

- Sobre las condiciones para que una estructura con reticulares posea ductilidad alta (De Victoria), 02/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 04/06/06

- Sobre un hueco en un muro de hormigón (De Adolfo), 02/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre las dimensiones mínimas de un pantalla (De Andrés), 01/06/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 02/06/06

- Sobre esfuerzos locales en puentes grúa (De Fernando), 01/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 05/06/06

- Sobre el predimensionamiento de un puente postensado (De Miki), 01/06/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el uso de aceros de distintas resistencias (De Manuel), 01/06/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 05/06/06
  Respuesta: De Ricardo V. R., 07/06/06

- Sobre rotura frágil (De Manuel), 01/06/06

  Respuesta: De Antonio J., 07/07/06

 

Estructurín y puente del Forth

CONSULTAS ESTRUCTURAS-29 (JUNIO 2006)

 

 

ref. Est-01_30/06/06

 

Sobre un buen programa de cálculo de naves industriales
(De Erwing García)  30/06/06 - República Dominicana
 

Hola a todos:

Por medio de la presente me dirijo a ustedes para solicitarles información para la compra de un buen programa de cálculos estructurales, específicamente me interesa el área de naves industriales. Vivo en Barcelona pero marcho para Santo Domingo en un mes y desearía llevarme dicho programa ya que en República Dominicana estos productos prácticamente no existen.

 

Agradeciéndoles de antemano me despido,

Erwing García (ACEROS DEL CARIBE S.A.)

 

 

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia o título)

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  04/07/06 - España

 

Amigo Erwing:

Creo que en America se utiliza mucho el programa SAP 2000 que calcula todo lo que le eches: naves industriales, edificios en altura, etc. No olvides que un programa es una herramienta y que si no sabes calcular naves industriales o cualquier otra cosa es muy peligroso utilizarlos. Andarás mal para introducir los datos y sobre todo no sabrás interpretar los resultados.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  08/07/06 - España

 

Hola Erwing,

Cualquier programa es bueno para calcular naves industriales, o lo que quieras, aunque como dice el amigo Daniel, lo que hay que saber es introducir los datos e interpretar los que salen de allí. Si tu introduces los datos mal el programa no te va a avisar que los datos están mal, simplemente calcula y listos, te da un resultado, ahí es donde entra la experiencia para determinar si aquello es válido o ha habido un problema en la introducción de datos.

Por darte algunos nombres, si quieres que utilicen métodos matriciales, CYPECAD o TRICALC, por elementos finitos SOFISTIK, SAP 2000, RISA 3D, ANSYS... (hay muchísimos). Pero recuerda el programa no es infalible ni <<divino>>, sus resultados no son la Biblia, por lo que puedes encontrar que dos programas diferentes con las mismas condiciones de contorno <<arrojen>> resultados diferentes, eres tú el que debe valorar que te conviene mas, eso sí, siempre del lado de la seguridad.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

 

Respuesta

(De Daniel)  23/07/06 - Argentina

 

Hola Erwing,

Como bien dijeron los amigos, la mayoría de los programas son buenos, y muy reconocidos en español, CYPECAD y TRICALC. Dicen que el CYPECAD es de mayor facilidad de uso que TRICALC. Lo más importante es saber ingresar bien los datos (como ya dijeron).

En general, algunos programas sobredimensionan las resultados. A simple vista parecen excesivos, pero a fin de cuentas están del lado de la seguridad y por otra parte, mal que le pese a muchos, hacen en minutos lo que un profesional no podría hacer nunca con la cantidad de datos y variables de una estructura completa. Por eso hoy en día una empresa de cálculo estructural se ha convertido en un escritorio de manejo de software de última generación.

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-01_28/06/06

 

Sobre la unión de un forjado existente con otro nuevo
(De Ána M. Merino)  28/06/06 - España
 

Hola a todos:

Voy a ampliar una vivienda unifamiliar y tengo dudas de cómo realizar la unión del forjado existente con el nuevo. Se trata de un forjado unidireccional de hormigón armado al que he pensado atornillar un UPN de 20 al canto del mismo, eliminando antes un voladizo de 30 cm hasta llegar a la jácena. Sobre el ala inferior del UPN apoyaría viguetas de hormigón de doble T. El otro apoyo es un muro de carga de ladrillo rematado por un zuncho perimetral de hormigón. Las luces a cubrir son de 4 m.

 

Gracias,

Ána M.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  18/07/06 - España

 

Amiga Ana:

Yo haría otra cosa. En vez de atornillar el UPN al canto de la jácena, una vez eliminado el voladizo, confiando todo el cortante a los tornillos o anclajes que coloques, podrías colocar un encamisado metálico a la viga en forma de "C", por las caras superior, frontal e inferior y soldar a la placa de la cara frontal el perfil de apoyo de las viguetas, que podría ser un angular. Midiendo bien, hasta podrías traer del taller preparado el apoyo y la única operación a efectuar sería la colocación y atornillado a la viga. El encamisado lo atornillarías a las caras superior e inferior de la viga que envuelve. Es una idea más, espero que no tardía.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

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ref. Est-01_27/06/06

 

Sobre la necesidad de junta en una pasarela peatonal
(De Ángel Fernández)  27/06/06 - España
 

Hola a todos. Mi pregunta es:

¿Es necesario realizar junta de dilatación en una pasarela de peatones de 30 m de longitud. Si fuera necesario ¿qué tipo de junta es la más conveniente? La pasarela está situada entre dos edificios atacando al forjado del mismo.

 

Gracias,

Ángel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  28/06/06 - España

 

Estimado Angel:

Creo que das pocos datos para responder a tu pregunta. No se sabe si la pasarela se apoya en los dos edificios o tiene una estructura exterior independiente (que en mi opinión sería lo mejor), ni la altura de los edifcios, ni la altura de los forjados donde acomete la pasarela, (probablemente la primera planta ¿?), etc.

Desde el punto de vista estructural, especialmente por la compatibilidad de deformaciones horizontales; no es nada conveniente ni aconsejable que la pasarela se una rígidamente a los edificios. Lo ideal es que hubiera juntas en la conexión de la pasarela a los dos edificios de manera que frente a los movimientos térmicos, de sismo o de viento, sean tres estructuras distintas e independientes y que no interfieran entre sí. Si las tres estructuras interfieren entre si el <<fregado puede ser tremendo>>; con lo cual y a falta de más datos mi opinión es que sí debe haber junta entre los tres elementos para que cada uno tenga sus movimientos libres y no interfiera con los de los otros dos.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  28/06/06 - España

 

Amigo Ángel.

Pues yo creo que uno de los apoyos has de construirlo como apoyo articulado y el otro deslizante. Así la pasarela dilatará libremente.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  29/06/06 - España

 

Hola a todos,

Pienso igual que Antonio, has sido un poco parco en datos, de todos modos, existe un libro de un ingeniero alemán, Fritz Leonhart, que trata sobre las pasarelas peatonales, en concreto, de algunas que el construyó con su amigo Frey Otto (arquitecto alemán): <<Fußgänger Brückes>> o algo así, no se si está traducido, yo no tengo ni idea de Alemán así que me tengo que conformar con ver las fotos y los detalles, pero son ciertamente interesantes. Si tienes ocasión échale un ojo, creo que puede darte algunas ideas.

 

Oscar, <<Capitán Hormigón>>.

 

 

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ref. Est-02_26/06/06

 

Sobre el coeficiente de presión en marquesinas
(De José Pedro)  26/06/06 - España
Normativa: CTE
 

Hola a todos.

Mi consulta es sobre el cálculo de marquesinas. En concreto sobre el coeficiente de presión exterior en función del factor de obstrucción.

 

Saludos,

José Pedro.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  28/06/06 - España

 

Amigo José Pedro:

Léete el tomo Acciones en la Edificación, anejo D del nuevo Código de la edificación. Yo creo que el coeficiente de obstrucción será 1 si la marquesina sobresale de una fachada.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_26/06/06

 

Sobre la medición de un encofrado
(De Arturo)  26/06/06 - España
 

Hola a todos.

En un presupuesto se me ha presupuestado una determinada cantidad por m2 de encofrado y desencofrado a dos caras por unidad, pero cuando me han pasado la factura me lo han multiplicado por dos. ¿Es esto correcto?

 

Saludos,

Arturo.

 

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Respuesta

(De José L. Rodríguez Vega)  29/06/06 - España

 

La vida entera esta llena de «pillerias» y ésta es una de ellas. Y como ésta, a lo largo de varios años, me llegaron en varias ocasiones. No hay que tener ninguna duda, porque el de enfrente tampoco la tiene. El va a lo suyo. Comprueba la calidad de la definición de la unidad, y contrasta la opinión de algunos técnicos cualificados y que trabajen en el tema, realmente (no solo teóricos del lenguaje y personas que tienen un primo Arquitecto en V...) Si la unidad esta definida parecido a:

- M2. Encofrado y desencofrado de madera a 2 caras, en muros. ESTA MUY CLARO.

- M2. Encofrado y desencofrado de madera a 1 cara, en muros. ESTA MUY CLARO.

- M2. Encofrado y desencofrado de madera vista a 2 caras. ESTA MUY CLARO.

- M2. Encofrado y desencofrado de madera vista a 1 cara. ESTA MUY CLARO.

Con definiciones como las anteriores, no se debe ni plantear la duda. Y si se plantea, debe tratarse con una sonrisa amistosa y una palmadita en la espalda, y a que rehagan la factura. Y si vuelve a plantearse una situación parecida o similar, en la certificación siguiente no voy a poderla estudiar hasta <<el mes que viene, cuando me traigas rehecha la factura». Esto pertenece a una asignatura que yo no he visto en ninguna Escuela conocida y que denominaría como «EDUCACION DE OBRA». Para resumir, yo diría que debo considerar que el técnico de enfrente debe ser tan competente y tan ético como yo. Si dejo de pensar así, ya comienzan los problemas en la obra. Ante un problema similar que se me planteo en mi primera obra, se lo consulte a mi padre (Q.E.P.D)(veterano encargado de obra) y en seguida me pregunto:

P: Y tú, ¿qué piensas?

R: Yo lo tengo muy claro. Creo que me quieren pillar.

Conclusión: Pues si lo tienes claro y te dejas pillar, te van a pillar en la primera, en la segunda, en la tercera... y hasta que te echen de la empresa. Así que ¡tú mismo!. Como dicen por aqui: ¿Fhamtsek? (¿Comprendes?)

 

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

 

 

Respuesta

(De Antonio García)  10/07/07 - España

 

En relación a la respuesta que da José L. Rodriguez Vega, yo de toda la vida, y no es poca la experiencia que tengo, se ha hecho de la forma que indica Arturo en su pregunta, y es más, en páginas Web de relevancia en materia de Estructuras y Obras, como es Construmática, se puede encontrar un apartado llamado Medición de Muros de contención, en este se hace referencia a como medir estos encofrados, tanto a una como a dos caras, así dice textualmente: «En un muro encofrado de ambas caras, debe medirse la superficie real encofrada con las dos caras»,así que, en mi opinión, es correcta la medición que le hacen a Arturo.

 

Saludos,

Antonio García.

 

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ref. Est-01_25/06/06

 

Sobre las luces máximas en losas postensadas
(De Patricia)  25/06/06 - Chile
 

Hola a todos.

Mi pregunta es muy puntual... para el sistema de losas postensadas, ¿cuál seria la distancia máxima que podría tener entre pilares?

 

Saludos,

Paty.

 

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Respuesta

(De Oscar)  11/07/06 - España

 

Hola,

Yo te formulo otra pregunta, ¿qué características geométricas tienen esos pilares? ¿El contacto pilar-losa es empotrado, articulado, resorte, deslizante en X, pero no en Y y en Z? ¿Qué canto tiene la losa, es maciza o aligerada?

Lo que haces al postensar, en la mayoría de casos es intentar recuperar la flecha que originan las cargas, por ejemplo, en un puente, tú construyes la losa, y le aplicas cargas del tablero, tienes un flecha de 27 mm, tensas los cables y la recuperas y la pones a 0 mm o a -5 mm o... lo que hayas decidido, podrías llegar a contraflectarla.

Según la tipología de los apoyos tendrás una posibilidades de luces o otras, según el canto también, es decir que según que construyas y como lo construyas podrías tener 30 metros de luz sin excesivos problemas, me refiero a una obra civil.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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ref. Est-01_25/06/06

 

Sobre el desplazamiento permitido para un sismo de grado VII
(De Francisco)  25/06/06 - España
 

Hola a todos.

Necesito que alguien arroje un poco de luz sobre un problema que debo resolver para un estudio en el que encuentro inmerso. Se trata de saber qué magnitud máxima de desplazamiento horizontal se puede dar en un sismo de grado VII. He consultado de todo, pero hasta el momento no he encontrado respuesta.

Se agradecerá información sobre bibliografía.
 

Gracias,

Francisco.

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  29/06/06 - España

 

Estimado Francisco:

Puedes consultar la antigua Norma PDS1 del año 1974; que establece que en la Escala Internacional Macrosísmica (MSK); las oscilaciones lineales simples en un suelo tipo (gravas y arenas con compactación media y saturación media y con una velocidad de propagación de ondas de 1000 m/s); para un oscilador simple de periodo T=0,5 s; para el grado VII, el desplazamiento del suelo es igual a, X=0,48 cm, la velocidad X´= 6 m/s y la aceleración X´´= 75,4 cm/s2 (0,0768g).

Las formulas a partir de la velocidad (X´) son: X´´=X´(2π/T) y la X=X´(T/(2π)). Esto se refiere lógicamente a los parámetros del suelo. Los movimientos de los edificios según el nuevo CTE se deben limitar a un máximo de H/500; de desplazamiento horizontal con respecto a su altura total. Se deberá disponer suficiente rigidez en la estructura para limitar estos movimientos con las cargas en servicio.

 

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-01_23/06/06

 

Sobre un prontuario informático de perfiles metálicos
(De Itopa)  23/06/06 - España
 

Hola a todos.

Por favor, estoy buscando un prontuario de perfiles de acero que pueda instalar en el ordenador y que sea completito, si es que existe. Tengo el de Celsa, pero sólo tiene perfiles laminados, y también necesitaría tubulares, etc. Si alguien sabe de alguno, agradecería mucho que me indicara el enlace.

Como comentario, tenía el prontuario de Ensidesa y tuve la buena voluntad de dejárselo a una compañera, de esto hace 8 años y no he conseguido recuperarlo todavía.

 

Gracias,

Itopa.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-02_22/06/06

 

Sobre el tiempo de desencofrado de unos pilares
(De Jaime)  22/06/06 - España
 

Hola a todos.

Hola me llamo Jaime y me gustaría saber qué tiempo tengo que esperar para desencofrar unos pilares, redondos fabricados con el tubo de cartón de 30 cm de diámetro por 3 m de altura.

 

Gracias y un saludo desde Mallorca,

Jaime.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  23/06/06 - España

 

Pues yo creo que muy poquito. Dos o tres días bastarían. Ten en cuenta que los pilares no están sometidos a ninguna carga salvo su peso propio y para cuando <<montes>> los encofrados de las vigas, viguetas, o lo que tengas de la siguiente planta ya habrán pasado 15 días o más.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  23/06/06 - España

 

Estimado Jaime:

Para desencofrar unos pilares de Hormigón Armado dependiendo de la temperatura ambiente; el tiempo requerido está entre uno y tres días. Lógicamente cuanto más frío más tiempo.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Francisco Arias)  23/06/06 - España

 

Estimado Jaime:

Es habitual desencofrar los pilares durante la jornada siguiente a la de hormigonado, es decir, que en condiciones ambientales normales, a las 12 ó 15 horas se puede retirar el encofrado. También es habitual, si los pilares van a quedar vistos y requieren un buen acabado, no retirar el encofrado de cartón hasta que la obra llega a la fase final, a fin de evitar daños en la superficie durante la construcción.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

 

 

Respuesta

(De Itopa)  23/06/06 - España

 

Directamente: 8 días.

 

Saludos,

Itopa.

 

 

Respuesta

(De Itopa)  30/06/06 - España

 

Una respuesta anterior a tu consulta indica que sería conveniente dejar puesto el encofrado de cartón hasta el final de obra como protección al pilar. Pues bien, hacer esto tiene un gran inconveniente. Si dejas el encofrado hasta el final de obra, construyes la estructura a la que sostenga el pilar y posteriormente, al retirar el encofrado, descubres que aparecen coqueras, disgregación, etc., defectos de hormigonado que afectan gravemente a la resistencia del pilar... ¿qué haces entonces?

Esto que comento no es una suposición especulativa, de hecho me ha sucedido hace un mes, retiré el encofrado y descubrí una disgregación espantosa causada por la mucha altura del pilar (5 metros) para un diámetro pequeño (0,30 m) y densidad alta de ferralla en sección (no descarto defecto de vibración). No quedó más remedio que demoler el pilar, así que no me quiero imaginar lo que hubiera pasado si ya hubiésemos construido la losa a la que dicho pilar soporta.

 

Saludos,

Itopa.

 

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ref. Est-01_22/06/06

 

Sobre el diámetro de la armadura de montaje de un forjado reticular
(De Javier)  22/06/06 - España
 

Hola a todos.

¿Es posible confeccionarla con redondos de cualquier diámetro (del ocho por ejemplo), tanto en lo que respecta a la armadura base de los ábacos como de los nervios? El motivo de mi cuestión es que en un conocido programa de cálculo se explica que no se permite disponer redondos del ocho como armadura de montaje superior en los ábacos (y en el manual del programa se explica que la armadura mínima al respecto es de dos redondos del 10 por cuadrícula).

Hasta ahora creía que la norma EHE únicamente exigía cumplir la cuantía geométrica mínima pero no hablaba de diámetros. ¿Qué artículo y que norma regula tal aspecto?

 

Gracias,

Javier.

 

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia o título)

 

 

Respuesta

(De Oscar)  30/06/06 - España

 

Hola a todos,

Creo que sé a qué programa te refieres, y lo que comentas posiblemente no proviene de ninguna normativa, en ese programa siguen una serie de criterios propios y algunas recomendaciones de gente consagrada, como Jose Calavera o Florentino Regalado, la recomendación, es... una recomendación, si tu crees que un ábaco armado con diámetros 8 es posible, pues adelante, seguro que funciona, solo por sentido común si con la capacidad mecánica de 2Φ10 funciona, posiblemente con algo que tenga una capacidad mecánica superior deberá funcionar, ¿no?

A mi modo de ver cuanto menor número de redondos coloques en el ábaco, mejor, tú lo estas mirando como un solo ábaco, pero si miras que las vigas y jácenas atraviesan el ábaco, unos cuantos nervios también, el pilar, la cruceta de punzonamiento (si la hay)... si encima le metes 3 o 4 Φ8 por cuadricula vas a montar un <<pitote>> de armaduras que igual no te caben dentro del ábaco. Pero no me queda ninguna duda de que si haces un cálculo de punzonamiento en un ábaco lo puedes armar con diámetros 8, ¿cuantos? no me he parado a mirarlo, porque en teoría el punzonamiento intentas solucionarlo con la cruceta, por lo tanto ese armado del que hablamos cubre las cuantías mínimas de la sección de hormigón que forma el ábaco y... poca cosa más; en principio no deberías depender mucho de ese armado, si no algo no va bien.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitán Hormigón>>

 

 

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ref. Est-01_21/06/06

 

Sobre una estructura de muros de hormigón y vigas y pilares metálicos
(De Aiala)  21/06/06 - España
 

Hola a todos.

En mi Proyecto Fin de Carrera he optado por una estructura que combina muros de hormigón y vigas y pilares metálicas. La descripción del pórtico que caracteriza la estructura es la siguiente: pilar metálico de sección circular, viga metálica, muro de hormigón, cercha metálica, muro de hormigón, viga metálica, muro de hormigón.

Estéticamente me interesa que el ritmo de los pilares sea cada 1,5 m. El forjado compuesto de chapa plegada se apoya de viga a viga, al ser la distancia entre vigas tan pequeña prescindo de viguetas. Mi duda es respecto al anclaje de estas vigas (cada 1,5 m) en el muro de hormigón:

- ¿Hay alguna solución mejor que dejar chapones de anclaje embebidos en los muros de hormigón? Me parece engorroso teniendo en cuenta que además habría que soldar las vigas pero parece ser la solución más habitual.

- ¿Podría dejar embebida un perfil en L corrido a modo de ménsula y después apoyar y atornillar las vigas? ¿La unión viga-muro sería suficientemente rígida si atornillo? ¿simplificaría la ejecución?

- Al ser el edificio de dos alturas, ¿podría rebajar el espesor del muro y apoyar en el resalte las vigas (tipo muro mampostería)?

- La unión idónea,  ¿de qué tipo sería? ¿Articulada? ¿Empotrada?

 

Gracias,

Aiala.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  22/06/06 - España

 

Amiga Aiala:

No he entendido bien tu sistema. Pero en principio te diría que el apoyo de la viga metálica sobre el hormigón es aconsejable que sea articulado y no empotrado. Si quieres hacer los muros tranquilamente sin colocar de antemano placas embebidas, que es un engorro para los encofrados, puedes colocar a posteriori chapas metálicas sobre la pared del muro con tacos de expansión Hilti o similar. La chapa será rectangular de dimensiones un poco superiores al perfil IPE de la viga. Los tacos Hilti trabajan a cortadura en la sección de la chapa y a compresión o aplastamiento en la zona embebida en el hormigón. Colocas un taco debajo de la IPE y despues unes el alma de la IPE a la chapa frontal por medio de 2 angulares. Puedes ponerte en contacto con la casa Hilti y te suministran un programa para el cálculo de los tacos o mejor te pones en contacto con su servivio técnico, les das las cargas y ellos te calculan la unión.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_20/06/06

 

Sobre la respuesta a un problema de fisuración según EHE
(De Ramón)  20/06/06 - España
Normativa: EHE

 

Hola a todos.

Planteado el siguiente problema me surgen varias dudas en cómo aplicar la EHE:

<<En el cálculo de una sección de hormigón armado de 20 x 60 cm. sometida a una tracción de 467 KN, con unos requerimientos de durabilidad que exigen que las fisuras que se produzcan sean inferiores a 0,2 mm y que el recubrimiento mínimo sea de 2,5 cm, el proyectista después de una serie de tanteos obtiene que:

[LA PREGUNTA DECÍA:]

1.- La armadura mínima que cumple la condición de durabilidad impuesta será:

a) 6Ø20.

b) 20Ø12.

c) 24Ø6.

d) 4Ø25.

Conocemos los siguientes datos:

• fck = 25 MPa,

• fct = 2,5 MPa,

• fyk = 400 MPa,

• Es = 2 x 105 MPa,

• γs = 1,15,

• γf = 1,4>>

Pues bien, si aplicamos el artículo 42.3.4 podemos ver que cumplen las armaduras a), b) y d). Siendo a) la mínima. No obstante en la solución del problema señala la b) como la correcta. Si replanteo el problema desde el punto de vista del artículo 49.2.5 la solución es algo más compleja. Sigo los pasos de la norma, y aparte supongo que:

Para tracción simple, σs=F/kz*As, siendo kz=7/8

σsr: Tensión de la armadura en la sección fisurada en el instante en que se fisura el hormigón, lo cual se supone que ocurre cuando la tensión de tracción en la fibra más traccionada de hormigón alcanza el valor fct,m .

σsr=(b*h2/6)(fct,m/0,9*d*As)

Por tanto, los resultados obtenidos cumplen en todos los casos (?). Mi pregunta es, por tanto, ¿estoy considerando bien las hipótesis? ¿Qué posible error estoy cometiendo? ¿Cómo se resolvería correctamente esta situación?

 

Gracias

 

De antemano muchas gracias,

Ramón.

 

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Respuesta

(De Oscar)  08/07/06 - España

 

Hola Ramon,

Una pregunta el 1,4, ¿entiendo que es un coeficiente de seguridad? si es así yo he hecho los cálculos y para 6Φ20 tengo una abertura de fisura de 0,25mm, que no funciona, para 4Φ25 tengo 0,29mm que menos, y para 20Φ12 me sale 0,13mm que si que parece cumplir todo lo que piden. Repito, yo he supuesto que el 1,4 es un coeficiente de seguridad. Si es así la única solución que funciona es la b, el resto no respetan 0,2 mm. No puedo ver tus cálculos, pero debe haber algun <<gazapo>> porque lo he comprobado con el PRONTUARIO DE HORMIGÓN ESTRUCTURAL y me da más o menos lo mismo, me imagino que te ha <<bailado>> algún número y ahí esta el fallo.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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ref. Est-02_19/06/06

 

Sobre bibliografía electrónica acerca del método de bielas y tirantes
(De Jaime)  19/06/06 - Chile
 

Hola a todos.

Necesito algún libro en formato electrónico gratis sobre método de bielas y tirantes,  sobre todo acerca de muros con abertura utilizando estos modelos. Agradecería alguna respuesta.

 

De antemano muchas gracias,

Jaime.

 

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Respuesta

(De Coya)  20/06/06 - España

 

Hola, Jaime; hola, Ramón; hola a todos:

Puedes encontrar una consulta idéntica en http://www.demecanica.com/Consultas/E10_EstCons.htm#StrutTie.

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-01_19/06/06

 

Sobre fórmulas de esfuerzos cortantes en tubos
(De Alejandro)  18/06/06 - Ecuador
 

Hola a todos.

Necesito las fórmulas para esfuerzos cortantes debidos a la torsión en tubos cuadrados.

 

Gracias,

Alejandro.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/06/06 - España

 

Amigo Alejandro:

Estas fórmulas vienen en cualquier libro de Mecánica de Materiales o como llamamos en España Resistencia de Materiales. Si el tubo es de espesor constante, que será lo normal se llama:

- A al área de la sección media. A=a*a siendo a la altura media del tubo (por ejemplo, si el tubo es 80.80.4 a=76 mm) A=76*76 =5.776 mm2

- S es el perímetro de la línea media. En el ejemplo a= 4x76 = 304 mm

- El momento de inercia a torsión vale It=4*A2*e/S, siendo e el espesor. En el ejemplo 1.755.904 mm4

- El modulo resistente a torsión vale Wt= 2*e*A (En el ejemplo 2*4*5776=46.208 mm3)

- La tensión máxima cortante dado el momento torsor (Mt) vale: Mt/(2*e*A).

- El ángulo por unidad de longitud vale Mt/GIt. Los datos de It, Wt suelen venir en los catálogos de los tubos.

De todas formas creo que este foro no es para estas dudas tan elementales.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-03_18/06/06

 

Sobre un prontuario de vigas Boyd
(De Topo)  18/06/06 - Paraguay
 

Hola a todos.

Estoy calculando una estructura y quiero meter una viga Boyd. El programa me pide ciertos datos sobre la viga y necesito un prontuario. ¿Dónde puedo obtener un prontuario de vigas Boyd?

 

Gracias,

Topo.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/06/06 - España

 

Amigo Topo:

Eso es difícil en España. Hay un prontuario muy viejo que da todas las características mecánicas de las secciones alveoladas, peraltadas o Boyd que de todas formas se llaman. Este prontuario está agotado hace muchos años. Supongo que en tu facultad habrá algún libro de estructuras metálicas que dedique algún capítulo a estas vigas. Entra en www.arcelor.com pinchas en constructalia y después en perfiles laminados y ahí te da información de vigas alveoladas con huecos en forma de circulos o, y exágonos.

Claro que en Paraguay no sé que perfiles utilizais. Arcelor es europea.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_18/06/06

 

Sobre ensayos a flexión de vigas reforzadas
(De Santiago)  18/06/06 - Paraguay
 

Hola a todos.

Quisiera saber sobre ensayos a flexión de vigas reforzadas con chapas coladas con epoxi.

 

Gracias,

Santiago.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/06/06 - España

 

Amigo Santiago:

Si la viga está ya montada no veo como puedes hacerle un ensayo, a no ser que hagas una prueba de carga de toda la estructura a al menos de esa zona.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_18/06/06

 

Sobre una envolvente exterior de muro de carga en zona sísmica
(De Rafi)  18/06/06 - España
 

Hola a todos.

Estoy proyectando un Centro de Día en Granada (a sísmica 0,23). Me gustaría desarrollar una estructura de envolvente exterior muro de carga de ladrillo, con pequeñas perforaciones aleatorias de 40x40 cm, e interior de pilares metálicos. El desarrollo del edificio es de una planta (salvo una zona de semisótano), y las máximas luces a salvar son de 10 m en la sala de actos. No sé si este tipo de estructura es posible ni qué forjado me interesaría mas usar.

 

Gracias,

Rafi.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_16/06/06

 

Sobre el cálculo de un perfil que conforma un hueco
(De Toni)  16/06/06 - España
 

Hola a todos.

Tengo que realizar un hueco en un forjado unidireccional de viguetas de hormigón pretensado. La luz del hueco es de 3,92x1,00 m en sentido perpendicular a la viguería. Para solucionarlo mediante la instalación de perfiles metálicos por debajo del forjado, apoyados sobre las paredes de carga existentes, ¿cómo he de hacer los cálculos para saber la sección del perfil IPN?

 

 

Toni.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/06/06 - España

 

Amigo Toni:

Pues como todos los cálculos, con mucho cuidado. Dibújate una cuadrícula de vigas IPE de 3,92 x 1,00 m aumentada en una dimensión apropiada (por ejemplo 5,00 x 1,50) colocadas debajo de las viguetas. Después se puede realizar un cálculo sencillo. Las viguetas de hormigón se apoyan en las vigas de aproximadamente 5 m de luz y estas se apoyan en... Puedes considerar las vigas metálicas como simplemente apoyadas con carga uniforme. Y así hasta que llegues a los apoyos. Ten cuidado con los apoyos sobre la pared de ladrillo que mencionas. Habrás de colocar una pequeña <<viguita>> de hormigón de la anchura de la pared de ladrillo y de una longitud de 40 o 50 cm ligeramente armada.

No apures mucho los perfiles. Lo más importante es que la flecha sea pequeña. Calcula con limitación de flecha L/750 o L/1000 o a la sección que te salga por resistencia lo aumentas en uno o dos perfiles.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_15/06/06

 

Sobre cruces de San Andrés
(De Ángela)  15/06/06 - España
 

Hola a todos.

Necesito saber si las cruces de San Andrés en un edifico de estructura de hormigón tienen algún tipo de función portante, y si se les debe exigir o no una estabilidad al fuego.

 

Gracias,

Ángela.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  16/06/06 - España

 

Amiga Ángela:

Las estructuras de hormigón armado son de nudos rígidos y no necesitan para su estabilidad ninguna cruz de San Andrés. ¿Has visto alguna en una obra? Si es así me lo cuentas.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  20/06/06 - España

 

Hola Ángel, hola Daniel:

Estoy de acuerdo con lo que dice Daniel, es extraordinariamente raro ver cruces de San Andrés en edificios con estructura de hormigón armado, aunque no es imposible. En edificios de gran altura y en puentes se puede ver alguna vez, en concreto en Barcelona existe un hotel de los arquitectos Alonso&Balaguer que dispone de cruces de san Andrés en su estructura de hormigón armado. Si buscas en obra civil, en el puente Taos, en nuevo México, las pilas son de hormigón armado y disponen de cruces de San Andrés para arriostrarlas y absorber la flexión transversal que genera el viento sobre el tablero y su estructura portante, de forma solidaria. En el hotel me imagino que tienen una función similar y aunque no me he parado a analizarlo tiene toda la pinta.

Respecto a lo de la función estructural, bien, en el momento en que funciona, una rama se comprime y la otra se tracciona, por lo tanto si existen esfuerzos sobre ellas, son susceptibles de ser calculadas ¿no? cualquier cosa sometida a un esfuerzo se puede analizar, una arandela, una tuerca, etc...

Lo normal es disponerlas según la experiencia, como en la naves industriales, donde se disponen cruces en función de la experiencia del calculista que dispone perfiles que funcionan más que correctamente, y que obviamente que trabajan en momentos concretos pero que casi improbablemente llegarán al agotamiento. Por lo tanto, a no ser que tu edificio sea una construcción rarísima, yo no me aventuraría con <<experimentos>>, seguiría el consejo de Daniel y proyectaría una estructura convencional de hormigón con nudos rígidos, ya que a parte de todo son muy complicadas de construir en hormigón armado.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitán Hormigón>>.

 

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ref. Est-04_14/06/06

 

Sobre los nudos entre elementos de hormigón y metálicos
(De Manuel)  14/06/06 - España
 

Hola a todos.

¿Como se materializa un nudo articulado en una estructura de hormigón entre dos vigas o entre viga y soporte? ¿Y un apoyo articulado?

 

Gracias y saludos cordiales,

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  15/06/06 - España

 

Amigo Manuel:

Lo que ocurre es que en hormigón armado prácticamente no existen los nudos articulados y tampoco los apoyos articulados. Los nudos son rígidos y los apoyos empotrados. Las articulaciones son rarísimas. Puedes ver el J. Calavera de Hormigón Armado donde vienen algunos detalles de articulaciones.

En hormigón prefabricado es distinto. Una viga se apoya simplemente en un pilar y ese apoyo se puede considerar articulado. Si le colocas una goma de neopreno para facilitar que deslice el apoyo lo puedes considera deslizante.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-03_14/06/06

 

Sobre el empotramiento de un pilar metálico con la cimentación
(De Manuel)  14/06/06 - España
 

Hola a todos.

¿Cuál es la mejor manera de calcular un apoyo de un pilar metálico sobre su placa de tal forma que el conjunto funcione como una apoyo fijo y no como un empotramiento? ¿Se puede lograr esto embebiendo dicho conjunto en hormigón?

 

Gracias y saludos cordiales,

Manuel.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  15/06/06 - España

 

Amigo Manuel:

Me temo que no tienes las ideas muy claras sobre estructuras y eso se ve en las cuestiones que planteas. Por lo que planteas parece que el apoyo al que llamas fijo ¿articulado? y el empotrado es lo mismo. Detalles y cálculo de estos apoyos los encontraras en <<Estructuras de Acero>> de R. Argüelles

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_14/06/06

 

Sobre un altillo de chapa colaborante
(De Laia)  14/06/06 - España
 

Hola.

Soy una aparejadora recién titulada. He de calcular un altillo con chapa colaborante y no tengo ni idea de como hacerlo. Me han dicho que hay unas tablas para hacerlo pero no las encuentro. El forjado va apoyado en unas HEB y tiene unas medidas de 5x8 m, tiene que soportar unos 1000 Kg/m2. ¿Me podeis ayudar?

 

Mil gracias,

Laia.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  15/06/06 - España

 

Amiga Laia:

El dato más importante además de la sobrecarga es la separación entre viguetas. Suele oscilar entre 2 y 3 m para que no sea necesario apear la chapa en el momento de hormigonado. Puedes buscar en las paginas de Arcelor.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_14/06/06

 

Sobre un programa de Cross
(De Miguel)  14/06/06 - España
 

Hola, soy el que hizo la consulta de <<Sobre un programa que calcule mediante el método de Cross>> del dia 22-05-06. Buenos dias quisiera ponerme en contacto con javier por si me pudiese facilitar ese programa del metodo de cross. Agradezco el interes y la ayuda prestadas.

 

Hasta pronto.

Dario.

 

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_13/06/06

 

Sobre la carga de una rampa de circulación
(De Dario H.)  13/06/06 - Colombia
 

Hola, felicitaciones por tan formidable página. Si alguien me puede colaborar, ¿con qué carga se podría calcular la rampa de circulación de un edificio de parqueaderos, para vehículos livianos (automóviles, camionetas)?

 

Hasta pronto.

Dario.

 

 

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Respuesta

(De Coya)  14/06/06 - España

 

Hola, Darío; hola, Ramón; hola a todos:

Desconozco los valores que puedan ofrecer las normas colombianas. En España, la NBE-AE-88 (a punto de ser derogada) da como sobrecarga de uso para calzadas y garajes un valor de 400 Kg/m2. El nuevo CTE complica algo el asunto y da un valor de 2 KN/m2 de carga uniforme más una carga puntual de 20 KN, que deben descomponerse en dos cargas concentradas 10 separadas entre si 1,8 m. Hace otras matizaciones, que puedes ver en la www.codigotecnico.org.

 

Un saludo,

Coya.

 

 

 

Respuesta

(De Francisco Arias)  14/06/06 - España

 

Estimado Darío:

El valor de la sobrecarga a considerar depende del código de cada país o estado. En España, para calzadas y garajes por los que transiten sólo vehículos de turismo es de 4 kN/m2. Si circulan camiones, el valor es de 10 kN/m2. Consulta el código pertinente de tu país o región.

 

Saludos,

Fran Arias

 

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ref. Est-01_10/06/06

 

Acerca del peso de una piscina sobre una azotea
(De Jorge)  10/06/06 - España
 

Hola a todos.

Quisiera saber cuánto puede aguantar una azotea con vigas de 4 m aguantadas en un cargadero de hierro. He puesto una piscina de 3 m de diametro, redonda por 50 cm de profundidad. ¿Cuantos kg aguanta la azotea por metro cuadrado? ¿Y cuántos kg ejerce la piscina que hasta ahora tiene 40 cm de profundidad?

 

Gracias,

Jorge.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  12/06/06 - España

 

Amigo Jorge:

Con los datos que das poco se puede decir. Los pisos de viviendas están calculados para una sobrecarga de uso de 200 Kg/m2 y tú estas metiendo 400 Kg/m2 que corresponden a 40 cm de agua. Así que te estás pasando por bastante. Ten cuidado y no llenes la piscina con más de 30 cm. Puede ocurrir que a tu vecino de abajo le salga alguna grieta que no le va a hacer ninguna gracia. También sería importante saber la superficie que ocupa tu pisicina.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.

 

 

Agradecimientos y nueva consulta

(De Jorge)  14/06/06 - España

 

Daniel gracias por todo. Decirte que es una azotea con vigas de 4 m apoyadas en un cargadero de hierro bastante gordo, pues yo mismo lo subí y sé como es. La azoteza tiene 60 m2 y la piscina cae justo encima de un dormitorio y coge algo de dos tabiques que separan los dormitorios. Decirte que tengo hecho un trastero y un lavadero. Y he consultado con varios albañiles y me dicen que esté tranquilo, que aguanta unos 700 kg/m2. ¿Es cierto eso?

 

Un saludo,

Jorge.
 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  15/06/06 - España

 

Amigo Jorge:

Bueno, bueno tu veras. Pero ¿de dónde han sacado los albañiles que aguantará 700 K/m2? ¿Por qué no 800 o 600? Un saludo y si pones la piscina observa el forjado todos los días.

 

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Rosalía)  22/06/06 - España

 

Hola Jorge.

Siento decirte que Daniel tiene razón. Al albañil le sonaran 700K/m2 que es la suma de todas las sobrecargas mas el peso propio del forjado con lo que el calculista resuelve la estructura. Por tanto, no llenaria la piscina mas de 30cm. Cierto es también que las estructuras se calculan con coeficientes de seguridad y al final las estructuras resisten mas de lo que pensamos, pero yo no jugaría con estos temas.

 

Un saludo,

Rosalía.

 

 

 

Agradecimientos
(De Jorge)  26/06/06 - España

 

Muchas gracias a los dos. Si os sirve de algo las bovedillas son de porexpán, pero de todas formas no la llenaré mas de 30 cm.

 

Un saludo,

Jorge.

 

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ref. Est-06_08/06/06

 

Sobre la disposición de mallazos sobre un forjado unidireccional
(De Paula)  08/06/06 - España
 

Hola a todos.

Me gustaría saber cual es la disposición del mallazo rectangular sobre un forjado. ¿El lado más largo es paralelo a la vigueta o es el más corto y por qué?

 

Gracias,

Paula.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  09/06/06 - España

 

Estimada Paula:

En los forjados unidireccionales (FU), el armado con mallazo de la capa de compresión, se debe disponer el de mayor cuantía y el más junto en la dirección perpendicular a los nervios, en la dirección paralela a los nervios se suele disponer una cuantía del orden de la mitad de la otra dirección. Eso está claramente indicado en la EFHE-02 y en las normativas anteriores; y es lógico ya que en la dirección perpendicular a los nervios el forjado es más débil frente al sismo, a las flexiones transversales, a las retracciones y dilataciones, a la compatibilidad de deformaciones, a las cargas concentradas, etc.

 

Un saludo a toda la <<peña>> estructural desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Coya)  09/06/06 - España

 

Hola, Paula; hola, Ramón; hola a todos:
El mallazo de reparto debe tener mayor cuantía en la dirección perpendicular a los nervios. Obviamente mayor cuantía implica, a igualdad de diámetro, menor separación entre barras.

Los motivos son dos: porque la armadura perpendicular a los nervios tiene como misión repartir la carga entre ellos y porque lo dice el artículo 20 de EFHE.

Dado que la cantidad de acero no es muy elevada, a veces se pone la misma armadura en ambas direcciones, para evitar errores.

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-05_08/06/06

 

Sobre fabricantes de mallas electrosoldadas
(De Emilia Gómez)  08/06/06 - España
 

Hola a todos.

Desearía que me informarais si disponéis de tal información sobre fabricantes de malla electrosoldada para estructuras de hormigón y armaduras.

 

Gracias,

Emilia.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  14/06/06 - España

 

Estimada Emilia:

En la página de Calidad Siderúrgica www.calsider.com puedes encontrar fabricantes con productos certificados por AENOR.

 

Saludos,

Fran Arias

 

 

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ref. Est-04_08/06/06

 

Sobre el espesor de muros de fábricas portantes
(De Manuel)  08/06/06 - España
 

Hola a todos:

Cuando se hace un apoyo en un muro de fábrica, ¿cuál es la resistencia máxima que soportan los muros de ese tipo?¿Qué espesor mínimo deben de tener para poder ser usado como apoyo?

 

Gracias y saludos cordiales,

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  09/06/06 - España

 

Estimado Manuel:

La resistencia a compresión de los muros de fábrica portante, depende de su naturaleza (tipo de material y tipo de mortero) y de su tipo de aparejo; y muy especialmente de su esbeltez. Un muro convencional de los que se hacían hace algunos años, puede trabajar entre unos 10 a 20 Kp/cm2 (yo no le pondría más, mírate la NBE-FL 90 o el CTE-DB SE F); depende también de su estado de conservación.

Con respecto al espesor el mínimo minimorum debe ser un pie, es decir unos 25 cm, de ahí para arriba, mejor pie y medio unos 38 cm, o dos pies unos 50 cm.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-03_08/06/06

 

Sobre la limitación de flecha en sustituciones de muros de carga
(De Manuel)  08/06/06 - España
 

Hola a todos.

¿Qué razón técnica hay para limitar la flecha a L/1000 cuando se sustituye un muro de carga por una viga? ¿Por qué no es suficiente con L/500?

 

Gracias y saludos cordiales,

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  09/06/06 - España

 

Estimado Manuel:

La razón de poner L/1000 y no el habitual L/500, es que los muros de fábrica estructural son muy frágiles y sensibles a los movimientos, ya que son muy rígidos, y si no limitas la flecha a L/1000 ó menos, tienes altísimas probabilidades de que las zonas del muro por encima del dintel se te fisuren o agrieten.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  09/06/06 - España

 

Estimado Manuel:

Yo creo que simplemente por precaución. Para una viga o dos que tienes que colocar no merece la pena ahorrar material. El costo del material frente a la mano de obra de montaje es pequeño. Te evitas así la posibilidad de aparición de grietas. Además muchas veces se colocan dos vigas, una a cada lado del muro a sustituir y no es seguro que las dos vigas trabajen igual. Por lo menos trabaja con una limitación de L/750.

 

Un saludo

Daniel Narro Bañares.
 

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ref. Est-02_08/06/06

 

Sobre el recubrimiento de una central hidroeléctrica

(De Jorge Acosta)  08/06/06 - Venezuela
 

Un saludo para ustedes, mi pregunta es ¿cuál es el máximo recubrimiento de hormigón para el acero de refuerzo utilizado en una central hidroeléctrica ubicada en una zona sísmica? Por favor, al darme la respuesta indíquenme en dónde puedo ubicar la norma correspondiente. Agradezco la respuesta en un tiempo breve.

 

Hasta luego y muchas gracias por la atencion,

Jorge Acosta.

 

 

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ref. Est-01_08/06/06

 

Sobre la necesidad de forros de nivelación
(De Óscar Gómez)  08/06/06 - España
 

Hola a todos:

No encuentro ninguna norma que me diga si el apoyo de la base de un pilar de estructura metálica sobre una base de hormigón, debe llevar o no forros de nivelación, o por el contrario si se puede montar sobre las tuercas de la propia zapata (mas fácil a la hora de nivelar) y modo habitual de montaje. Estamos hablando de estructuras metálicas sometidas a vibraciones en funcionamiento de equipos.

 

Un saludo,

Oscar.

 

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ref. Est-03_07/06/06

 

Sobre el peso máximo que soporta una viga metálica
(De Omar Urbano T.)  07/06/06 - Chile
 

Estimados amigos, quisiera saber ¿cuál es la formula para calcular el peso máximo que puede soportar una viga metálica?

 

Agradeciendo vuestra gestión,

Omar.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  08/06/06 - España

 

Amigo Omar:

Lo encontrarás en la lección primera de flexión de cualquier libro de Resistencia de Materiales. Hay que comprobar el Estado Límite Último (cálculo de tensiones) y el estado límite de servicio (cálculo de flechas).

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_07/06/06

 

Sobre el cálculo de punzonamiento según EHE
(De Enric)  07/06/06 - España
Normativa: EHE

 

Una duda sobre el cálculo a punzonamiento según EHE:

En el cálculo a punzonamiento de una placa de hormigón armado sin armadura transversal (es decir, sin armadura específica a punzonamiento) la EHE propone una formulación que tiene en cuenta la cuantía de la armadura longitudinal en cualquier dirección. Aquí va la duda: Así como en el cálculo a cortante de piezas lineales (barras) la EHE indica que sólo se cuente con la armadura longitudinal traccionada, en el cálculo para punzonamiento no lo indica, ¿se puede contar con la armadura comprimida, y qué documento lo justifica?

 

Gracias,

Enric.

 

 

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Respuesta

(De Mayte)  06/07/06 - España

 

Sobre la posibilidad de considerar la armadura de compresión es cierto que no aparece muy claro en la EHE, sin embargo en la <<Guía de aplicación de la Instrucción de Hormigón Estructural>> publicada por la Comisión Permanente del Hormigón, aparece en el ejemplo 14 un de cálculo de punzonamiento en ábaco según la EHE y sólo contabiliza en la cuantía la armadura de tracción. Con este ejemplo yo he llegado a la conclusión de que la definición de cuantía geométrica de armadura es la misma que para el armado a cortante.

 

Un saludo,

Mayte.

 

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ref. Est-01_07/06/06

 

Sobre bibliografía acerca de prefabricados
(De José Romero)  07/06/06 - España
 

Estimados amigos.

Estoy buscando todo tipo de información sobre prefabricados de hormigón aplicado a construir naves industriales para proyectar varias naves en Andalucía. Métodos de calculo, de vigas delta, vigas h, correas tubulares, pilares, ménsulas de pilares. Les agradecería que me ayudaran diciéndome cuales son los mejores libros, programas informativos, hojas de Excel, apuntes, etc.

Cualquier información será bien recibida.

 

Un saludo y gracias de antemano,

José Romero.

 

 

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ref. Est-01_06/06/06

 

Sobre un sistema de anclaje para trabajadores
(De Monleón)  06/06/06 - España
 

Hola a todos:

He visto un sistema de anclaje para trabajadores consistente en una cinta textil de alta resistencia que se coloca alrededor de las esperas de pilares y muros y luego se continúa hormigonando los forjados sucesivos. Aparentemente el sistema es muy seguro para prevenir la caída de los trabajadores, sin embargo tengo dudas de cómo afectará a la resistencia de los pilares, si esta utilización planteará problemas con OCT, parece que en Estados Unidos tiene todas las homologaciones necesarias. Información del producto http://www.safetystrap.com

 

Muchas gracias,

Monleón.

 

 

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ref. Est-01_05/06/06

 

Sobre el coeficiente beta de pandeo de correas metálicas
(De Manuel)  05/06/06 - España
 

Hola a todos:

En correas metálicas de cubiertas, si por el efecto del viento sobre la estructura o de otro tipo, están sometidas a esfuerzo de compresión, aunque sea pequeño, ¿es necesario introducir la comprobación a pandeo? ¿Con qué coeficiente beta?

 

Gracias y saludos .

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  07/06/06 - España

 

Estimado Manuel:

Si una corea metálica esta sometida a un esfuerzo de compresión, por pequeño que este sea lógicamente hay que considerar el pandeo con el coeficiente beta que corresponda, como cualquier otra pieza a compresión. Si la correa esta biapoyada β=1, y en la dirección del menor radio de giro la esbeltez mecánica ha de ser menor a 200, esto a veces es bastante restrictivo. Si la correa es contínua (como viga contínua), en vanos extremos β=0,7, y en vanos intermedios β=0,5; con las mismas consideraciones que en al párrafo anterior. Yo del lado de la seguridad y de la simplicidad pondría β=1,en todos los casos y <<tira millas>>. En realidad todas las correas deberían calculase con un axil mínimo de N*/100, donde N* es el axil mayorado de la cabeza de compresión de la viga del pórtico que arriostra transversalmente, ya que las correas evitan el pandeo lateral de la cabeza comprimida de los pórticos sobre los que descansan, si no estos deberían ser muchísimo más robustos transversalmente de lo que son habitualmente.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  07/06/06 - España

 

Amigo Manuel:

Una correa de cubierta trabaja a flexión y no a tracción y/o compresión. Si hay una succión grande de viento puede haber inversión de esfuerzos y la correa trabaja a flexión de sentido contrario. La comprobación sería a pandeo lateral y no a pandeo normal de una barra. La parte comprimida de la correa, ahora, sería el ala inferior del perfil que no está arriostrado por la chapa de la cubierta.

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Comentarios a respuesta anterior

(De Daniel Narro Bañares)  08/06/06 - España

 

No estoy muy de acuerdo con lo que dice Antonio. Si se calcularan así saldrían muy grandes. Los dinteles de los pórticos se arriostran por las cruces de San Andrés de las cubiertas. La luz de pandeo de estos dinteles será la distancia entre las aspas de las cruces de San Andrés (suele ser la distancia entre 2 o 3 correas). Si se colocan arriostrados de cubierta en los módulos extremos (primero y último) cuando el dintel quiere desplazarse <<tirará>> de un arriostrado (las correas trabajarían a tracción) y <<empujará>> al otro, las correas trabajarán a compresión, se salen de su plano y no trabajan. Los montantes de las cruces de San Andrés de la cubierta pueden ser o una correa duplicada o un perfil que soporte compresiones (HEB, HEA, tubos, etc.) Las cruces de San Andrés de la cubierta se calculan para absorber los esfuerzos de viento y/o sismo y también sirven para el efecto que estamos analizando.

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  09/06/06 - España

 

Estimado Daniel:

Las Cruces de San Andrés en las cubiertas de edificaciones industriales con estructura metálica, se ponen en el primer y último vano generalmente, ¿cómo arriostras perpendicularmente a pandeo y vuelco lateral al plano del pórtico, los pórticos intermedios? Pues con las coreas, lógicamente, con lo cual éstas trabajan a un axil pequeño, pero no cero, que se estima en N*/100, tal y como he comentado anteriormente.

Vamos mi opinión es esa, y en cualquier tratado de cálculo de estructuras metálicas mínimamente serio se podrán ver criterios similares.

 

Un saludo a toda la <<peña>> estructural,

Antonio González Sánchez.

 

 

 

Nueva consulta
(De Manuel)  10/06/06 - España
 

Hola a todos. Gracias a Daniel y a Antonio, por ésta y otras respuestas.

¿Puede ser que la propia cubierta ayude a arriostrar las correas? La cubierta es una chapa grecada de 0,5 mm de espesor. También tengo unas correas sobre las que sí puse coeficiente de pandeo, porque hay unos esfuerzos, provocados por unos tirantes, que hacen que trabajen con una gran compresión. Pienso que esas correas de más sección pueden ayudar a las otras a no absorber tanta compresión.

 

Gracias de nuevo y saludos .

Manuel.

 

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  09/06/06 - España

 

Estimado Manuel:

Con respecto a tu última pregunta, mi opinión es que; yo no me fiaría nada de un elemento secundario y no estructural como es la chapa grecada de la cubierta, aunque lógicamente si esta bien puesta y cogida a las correas algo hará; aunque pienso que es difícilmente cuantificable su colaboración, y no sabes ni tienes la certeza de que van a estar siempre o no, las pueden cambiar y poner otra cosa. Lógicamente si tienes algunas correas especialmente diseñadas a compresión por pertenecer a otras subestructuras, estas arriostraran a los pórticos transversalmente y la colaboración de las correas convencionales no será estrictamente necesaria. También es cierto que estas correas especiales estarán más separadas que las normales, con lo cual los coeficientes de pandeo y de vuelco lateral de las vigas de los pórticos principales serán mayores.

 

Un saludo a todos desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

 

 

Comentarios a respuesta anterior

(De Daniel Narro Bañares)  13/06/06 - España

 

Amigo Antonio:

Siento no estar de acuerdo (del todo) contigo. Si colocas arriostrados de cubierta en los dos paños extremos cuando el dintel intente pandear hacia un lado unas correas trabajarán a tracción (transmitiendo esa tracción a uno de los paños de arriostrado de cubierta) y otras a compresión. La chapa de cubierta sí arriostra a las correas en su cara superior. La antigua norma (creo MV 110 o MV 111) distingue entre cubiertas de chapa y cubiertas de uralita (cuando se colocaba). Consideraba que la chapa sí arriostra y la uralita no.

No conozco libros de estructuras que calculen como tu dices. El Argüelles no lo hace. Te agradecería que me indicases esos textos.

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_04/06/06

 

Sobre muros de cortante
(De Darío H.)  04/06/06 - Colombia
 

Hola a todos:

Necesito cambiar varias columnas para el diseño de un edificio de 15 pisos, por muros pantalla o muros de cortante. Tengo dudas sobre como tomar la inercia de estos muros para efectos del análisis estructural. Por ejemplo, la caja de ascensores (2) consta de cuatro muros de cortante y, como dije, tengo dudas sobre la inercia total de los muros. Los muros van el L, en los extremos del edificio y en la caja de ascensores. Si alguien me puede colaborar, le agradecería mucho.

 

Darío H.

 

 

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ref. Est-01_04/06/06

 

Sobre juntas en medianera
(De Natalia)  04/06/06 - España
 

Hola a todos:

Están construyendo dos casas adosadas a una pared de la mía. Ahora van a hacer el primer forjado (el techo del semisótano). Me gustaría saber si pueden pegarlo totalmente a mi pared o es obligatorio dejar una junta de dilatación introduciendo porexpán o algún material similar. Si fuera esto último, ¿cuál tendría que ser su espesor? ¿Dónde debería dirigirme para conocer la normativa vigente sobre este tema y otro como la altura mínima permitida de paredes de separación de los patios en las casas adosadas?

 

Muchas gracias y un saludo.

Natalia.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  05/06/06 - España

 

Amiga Natalia:

Creo que tienes razón. La estructura nueva debe estar completamente separada de la actual. El espesor del porexpán a colocar será de unos 2 cm por lo menos. No sé si lo dice en alguna norma pero es de sentido común e incluso de Código Civil. Respecto de la altura de la pared no entiendo la cuestión que planteas.

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_02/06/06

 

Sobre las condiciones para que una estructura con reticulares posea ductilidad alta
(De Victoria)  02/06/06 - España
 

Hola a todos:

¿Qué condiciones debe cumplir una estructura de forjados reticulares para considerar aceptable el cálculo con ductilidad alta?.

 

Gracias,

Victoria.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  04/06/06 - España

Normativa: NCSE-02

 

Estimada Victoria:

La inmensa mayoría de las estructuras de HA (hormigón armado), que se hacen hoy en día tienen ductilidad 2 (Baja), ya que son de vigas y forjados planos y nudos no plásticos o muy poco plásticos. Para conseguir ductilidad 3 (alta) las estructuras de forjados unidireccionales o forjados reticulares deben poseer vigas de HA de canto en dos direcciones perpendiculares, se deben disponer pantallas de HA no acopladas en dos direcciones para absorber las acciones horizontales (sismo y viento) o cruces de San Andrés; y se deben diseñar y armar los nudos (unión viga pilar) para que plastifiquen y se puedan formar mecanismos estables que puedan disipar gran cantidad de energía (rotulas plásticas). Todos estos mecanismos han de estar repartidos homogéneamente por toda la estructura. La ductilidad muy alta (4); a mi juicio no existen edificios que se diseñen o se hayan diseñado con esos criterios en España. Yo por lo menos no los conozco, no sé si el búnker del presidente del gobierno o algo así, puede haber sido diseñado con esos criterios. Los edificios diseñados con ductilidad 3 tampoco son muy habituales.

 

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

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-01_02/06/06

 

Sobre un hueco en un muro de hormigón
(De Adolfo)  01/06/06 - España
Normativa: EHE

 

Hola a todos:

En la fachada de un local, en un edificio de construcción antigua, quiero realizar un hueco de aproximadamente 40 x 40 cm, encima de la persiana de dicho local, que conecte el falso techo con la calle, poniendo una rejilla, pero este muro es de hormigón. ¿Debería reforzar el hueco?

 

 

Gracias,

Adolfo.

 

 

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ref. Est-05_01/06/06

 

Sobre las dimensiones mínimas de una pantalla
(De Andrés)  01/06/06 - España
Normativa: EHE

 

Hola a todos:

Las dimensiones mínimas de un pilar según la EHE (sin acciones sísmicas) son de 25 cm, pero ¿qué dimensiones mínimas debería tener una pantalla para ser considerada como tal y no como un pilar?

 

Gracias,

Andrés.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  02/06/06 - España

 

Estimado Andrés:

Según la EHE la dimensión mínima de una pantalla debe ser de 15 cm en su lado menor, con respecto al otro lado no dice nada. Yo personalmente estimo que para que una sección se considere pantalla y no pilar debería tener unas dimensiones mínimas de 25x100 cm. De ahí para arriba.

 

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

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-04_01/06/06

 

Sobre esfuerzos locales en puentes grúa
(De Fernando)  01/06/06 - España
 

Hola a todos:

Mi pregunta es acerca de cómo calcular los esfuerzos locales en puentes grúa. Los agarres del carro son sobre el ala inferior del perfil, por lo que quiero controlar la carga máxima que puedo tener en los extremos de las alas.

 

Agradecería cualquier aclaración o referencia a la que acudir.

Muchas gracias,

Fernando.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  05/06/06 - España

 

Amigo Fernando:

Los perfiles que se suelen colocar para soportar polipastos que discurren por el ala inferior del perfil suelen ser IPN y no IPE porque las alas tiene una ligera pendiente que ayuda a la buena rodadura de las ruedas del polipasto que tambien suelen tener esa pendiente. Los espesores de las alas de los perfils IPN son de mucho espesor. Si es un polipasto pequeño de 1 a 3 t. no me preocuparía mucho por ese tema. Me parece más importante, y lo debes comprobar, el pandeo lateral de la viga. Tiende a salirse de su plano al no estar arriostrada en sentido perpendicular a la directriz de la viga.

 

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-03_01/06/06

 

Sobre el predimensionamiento de un puente postensado
(De Miki)  01/06/06 - Bolivia

 

Hola a todos:

Estoy realizado un proyecto de puente peatonal postensado en vigas doble T y no tengo información muy buena para el predimensionamiento. Me gustaría saber si alguien me podría ayudar con este asunto. El problema sería cómo se puede tener las mejores alturas de la viga para este tipo de puente peatonal y bajo que conceptos se fundan esos fundamentos.

 

Gracias,

Miki.

 

 

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ref. Est-02_01/05/06

 

Sobre el uso de aceros de distintas resistencias
(De Manuel)  01/06/06 - España

 

Hola a todos:

En una estructura metálica, ¿es rentable usar un acero de más resistencia de la habitual (en vez de S275 usar S355)?

¿Cuando los condicionantes técnicos superan a los económicos?

 

Gracias y saludos,

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  05/06/06 - España

 

Amigo Manuel:

Lo normal es emplear acero S275 JR parecido al antiguo A42b. El S355 JO se emplea para estructuras un poco especiales como puentes, grandes vigas, etc. En barcos no se muy bien que acero emplean. En España el acero S355 se encuentra en forma de chapas o <<sábanas>> de 2,0x12,0 m o 2,5x12,0 m. No se encuentra en forma de perfiles. El Módulo de Elasticidad o de Young es el mismo para todo tipo de acero. Es decir, que para cálculo de flechas da lo mismo un tipo de acero que otro.

 

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Ricardo V. R.)  07/06/06 - España

 

Amigo Manuel:

Efectivamente el acero más usado es el S275JR. Indicarte que si pretendes cambiar de acero, tendrás que tener también muy en cuenta el fenómeno de rotura frágil (especialmente si la estructura se encuentra sometida a bajas temperaturas) además del de límite elástico del acero. Para saber cómo elegir el tipo de acero te remito a la respuesta que di a una consulta de Carlos T. con ref. Est-01_17/09/05.

Si tienes dudas al respecto, házmelas llegar e intentaré respondértelas.

 

Espero haberte sido de ayuda,

Ricardo.
 

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ref. Est-01_01/06/06

 

Sobre rotura frágil
(De Manuel)  01/06/06 - España

 

Hola a todos.

¿Qué es una rotura frágil exactamente? ¿Cuándo y por qué puede tener lugar? ¿Cuales son las maneras de evitarla?

 

Gracias y saludos,

Manuel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio J.)  07/07/06 - España

 

Amigo Manuel:

La rotura frágil se produce de manera rápida, y sin avisar. Se puede producir por muchos motivos, uno de ellos el cambio brusco de temperatura. La manera de evitarlo es variar el material a utilizar.

 

Antonio J.

 

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