ref. Est-01_31/07/06

Sobre la modelización de las losas en los programas de cálculo y los picos de esfuerzos
(De José A. Agudelo) 31/07/06 - España
 

Hola a todos. Mi consulta es sobre cómo armar losas macizas, tanto de forjado como de cimentación, con los software actuales.

La problemática es la siguiente: la mayoría de los programas informáticos actuales (CYPE, TRICALC...), calculan las losas por elementos finitos, y con los esfuerzos obtenidos arman la losa. De esta manera salen unos refuerzos distintos en cada punto y dirección. El calculista, a veces, a ojo de buen cubero, pone un mallazo de refuerzo homogéneo. La pregunta es, ¿cómo homogeneizáis esos refuerzos? Considerar una cuantía media puede dejar hacer un armado deficiente en la zona cercana a los pilares y poner el armado máximo para toda la banda de refuerzos puede ser un desperdicio de acero. ¿Se podría utilizar la redistribución del 15% que dice la norma EHE? ¿Se pueden despreciar los <<piquitos>> de esfuerzos en las zonas pegadas a los pilares? (que parecen los responsables del incremento espectacular del armado en la zona de pilares). Cuando los edificios son pequeños, con pequeñas luces y pocas sobrecargas, no parece muy problemático, pero cuando se hacen parking como yo, con luces y cargas considerables, este problema es bastante importante.

A ver qué me podéis comentar. Gracias.

José A.

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

CYPECAD y TRICALC no modelizan las losas por elementos finitos, sino por métodos matriciales. Las losas se discretizan como barras, con un modelo parecido al del emparrillado plano pero integrado en el conjunto de la estructura. El tamaño de la malla es de 25 cm en CYPECAD y configurable por el usuario en TRICALC. 

Un saludo,

Coya.

Gracias Coya por la puntualización. Es verdad, las losas son modelizadas por CYPECAD y TRICALC como emparrillados; se puede observar esto en CYPECAD si le pones que te dibuje la deformada del edificio o consultas los esfuerzos y desplazamientos nudo por nudo. Sin embargo, sigo sin tener respuesta. El armado lo sacan los programas informáticos por los esfuerzos de cada nudo. ¿Cómo homogeneizar la armadura de refuerzo? ¿Se pueden despreciar los picos de esfuerzos en los nudos cercanos o contiguos a pilares? ¿Para homogeneizar los refuerzos se puede redistribuir un 15% de los esfuerzos como indica la EHE?

Sigo esperando ansioso vuestros comentarios. Gracias,

José A.

ref. Est-01_31/07/06

Sobre bibliografía acerca de forjados de chapa colaborante
(De Dimar) 31/07/06 - Bolivia
Normativa: CBH

Hola a todos. Mi nombre es Dimar. El caso es que me encuentro realizando un trabajo sobre los forjados con chapa colaborante y necesito su ayuda, pues no encuentra bibliografía. por favor, alguien que me pueda decir donde encuentro datos sobre este tema, ¡le agradecere mucho!

Dimar.

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Pincha en www.arcelor.com y seguro que encuentras algo. También puedes buscar en www.constructalia.com

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Dimar; hola, Ramón; hola a todos.

Ahí van otros enlaces:

http://www.aq.upm.es/Departamentos/Estructuras/e96-729/2004/clase2.pdf

http://www.acies-ed.com/pdf/ChapaColaborante.pdf

Un saludo,

Coya.

ref. Est-01_31/07/06

Sobre el diseño de arriostramientos con perfiles metálicos
(De Miguela) 31/07/06 - España

Hola a todos:

Tengo que colocar arriostramientos laterales y en cubierta en una nave y me gustaría saber si los perfiles que forman las cruces de arriostramiento tienen que tener los ejes coincidentes para que trabajen mejor o puede haber desplazamientos entre ellos. Por ejemplo, en el caso de arriostramiento lateral que las cruces vayan a eje con el pilar y el perfil horizontal de compresión este soldado a la cara exterior del pilar.

Un saludo y muchas gracias.

Miguela.

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El ideal es que todos los elementos que conforman el arriostrado estén en le mismo plano pero... la mayoría de las veces pasa lo que te está ocurriendo a ti.

Si el edificio no es muy grande no pasa nada si no están en el mismo plano. Aparecerán unos esfuerzos pequeños de torsión o flexión. Solamente para naves de luces grandes y pesadas (mayores de, por ejemplo, 40 m) se debe afinar en el diseño. Así se suele hacer y... no pasa nada

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-02_30/07/06

Y de nuevo otra piscina en cubierta...
(De Diego) 30/07/06 - España

Hola es la primera vez que escribo en esta Web, y el tema que me trae es el siguiente:

Tengo una vivienda unifamiliar de 13 años de antigüedad de una sola planta de 158 m², y quisiera saber si en la azotea pudiese colocar una piscina de 3,66 m circular por 0,90 m de alto como máximo, yo le calculo un volumen de 7,5 m³.

La estructura del sitio donde deseo colocarla es encima de un arco de puerta de hierro o <<cancelín>> de entrada a la vivienda y dos tabiques adyacentes a cada lado (pasillo). Las vigas que atraviesan esa zona son de 5 m , en un lado apoyan en una viga de cargadero de hierro doble T de 30 o 40 no me acuerdo bien ya, y en el otro extremo apoya en una citara.

¿Es conveniente montarla o puedo tener problemas en ese sitio determinado, pues la casa tiene hormigón de camión creo de una dosis de 175, y tiene estructura preparada para seguir construyendo una segunda planta (que no la necesito).

Gracias por vuestra respuesta,

Diego.

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Si la piscina esta llena, 90 cm de agua equivalen a 900 Kg/m². La vivienda está preparada para 200 Kg/m². Así que aunque la carga se reparta mucho la diferencia es muy grande para no correr ningún riesgo. ¿Para que la quieres llenar 90 cm? LLenalá con 40 cm y andarás mejor.

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

Daniel, según me dice la mujer, la piscina tiene 0,70 m de alto por unos 3,65 de ancho. Quiero ponerla en la azotea y justo por debajo tengo dos tabiques en cuyo centro hay un <<cancelín>> de hierro de arco con un ancho de 30 cm más o menos. De esta manera quedara llena aproximadamente los 40 o 50 cm, ¿crees que puede ser suficiente, pues tiene su mallazo, etc?

Gracias por contestar,

Diego.

Bueno, seguramente no pasara nada, pero por si acaso observa el forjado en su cara inferior y haz el llenado progresivamente. El primer día 30 cm, observación y el segundo día la llenas hasta 40 cm.

Un saludo y gracias por contestar. En este foro no contesta casi nadie y nunca sabes si las respuestas han servido para algo o han sido acertadas.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_30/07/06

Sobre una fórmula para el cortante en secciones distintas a la rectangular
(De Alfredo) 30/07/06 - Perú
 

Hola a todos:

Estoy buscando el esfuerzo cortante para una viga de madera de sección circular, trapezoidal o alguna fórmula para poder generar el esfuerzo por corte ya que la gran mayoría de autores solo han diseñado el esfuerzo cortante para una sección rectangular.

Gracias de antemano,

Alfredo.

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He consultado un libro de cálculo de estructuras de madera (Asociación de Investigación Técnica de las Industrias de la Madera y el Corcho) y tratan el esfuerzo cortante en la madera como en cualquier material isótropo. Así que en mi opinión lo que tienes que hacer es <<desempolvar>> tu texto de <<Resistencia de Materiales>> o <<Mecánica de Materiales>> como creo que se dice en Suramérica y ver las aplicaciones de la fórmula del esfuerzo cortante (en libros antiguos se llamaba la fórmula de Collignon) en secciones trapeciales o circulares (no acabo de ver una viga de sección circular).

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_27/07/06

Sobre una colaboración con un calculista que trabaje en Sevilla
(De Juan Carlos C.)  27/07/06 - España
 

Hola a todos:

Quisiera contactar con algún calculista en Sevilla. Se trata de una colaboración, pues soy Ingeniero Técnico Industrial y necesito calcular la estructura de un pequeño edificio de oficinas.

Gracias,

Juan Carlos C.

Nota de De Mecánica: para contactar con Juan Carlos, enviad un correo a gestodedios@demecanica.com y se os facilitara su dirección de correo electrónico.

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ref. Est-01_26/07/06

Sobre la colocación de un placa solar sobre un forjado de cubierta
(De Carlos Núñez)  26/07/06 - España
 

Hola a todos:

Tengo que instalar una placa solar en un forjado de cubierta, pesa aproximadamente 520 kg con el depósito lleno, quisiera saber si el forjado es capaz de resistir esta carga.

El forjado es unidireccional de viguetas armadas y bovedillas de hormigón, de canto 25+4 cm.

Las cargas del depósito y la placa se transmiten mediante cuatro apoyos

Gracias,

Carlos Nuñez.

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Hola Carlos:

520 kg/4 apoyos = 130 kg/apoyo. Sin problemas para el forjado existente.

Saludos.

Fran Arias

ref. Est-03_25/07/06

Sobre las características de un perfil metálico CHS

(De Samuel)  25/07/06 - España
 

Hola a todos:

Intento encontrar las características generales de el perfil metálico CHS* para la construcción de pilares, agradecería mucho cualquier información acerca de este tipo de perfil o donde puedo encontrar información. Gracias

Espero que me podáis ayudar,

Paco.

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Estimado Samuel:

Entiendo que te refieres a los perfiles tubulares circulares. Puedes consultar las Guías de Diseño del CIDECT. Para más información puedes mirar la dirección:

http://www.cidect.org/es/Publicacions

Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

ref. Est-02_25/07/06

Sobre la posible utilización de hormigón ligero <<Arlita>> para la construcción de una losa de cubierta
(De Paco)  25/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola a todos:

He proyectado un pequeño centro social con una cubierta plegada (como una cubierta a dos aguas pero invertida)que se apoya sobre muros de fábrica y que se resuelve mediante una losa maciza de hormigón. El espacio principal del centro es una sala de usos múltiples diáfana que tiene luces que complican el cumplimiento de la normativa respecto a la flecha. Por ello estoy pensando en resolver dicha losa con hormigón ligero tipo <<Arlita>>, pero no estoy seguro de si esto es posible (si la normativa EHE lo permite) o de qué otras complicaciones puede tener. También me gustaría saber si el hormigón una vez fraguado presentará distinta coloración que el usual.

Espero que me podáis ayudar,

Paco.

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Hola a todos,

Respondiendo a la cuestión del hormigón estructural aligerado: según el manual de la casa Arlita, el hormigón aligerado es mas deformable -tiene un módulo de deformación bastante menor que el hormigón convencional-. Entiendo que necesitarías más canto para compensar la menor rigidez de este material, por tanto, no sé si es la mejor opción para el problema que tienes planteado.

Ribmo.

ref. Est-01_25/07/06

Sobre el refuerzo de un forjado de viguetas metálicas y vigas de hormigón
(De Manolo Sevilla)  25/07/06 - España
 

Hola a todos.

Tengo un forjado de viguetas metálicas y quiero reforzarlo soldándole otros perfiles a cada vigueta. Las vigas del forjado son de hormigón armado. Los perfiles que yo añado supongo que irán soldados a otra viga metálica que los recoja, pero ¿cómo se une esta nueva viga metálica a la ya existente de hormigón?

Gracias por su ayuda. Felicitaciones por la página.

Manolo.

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Hola Manolo:

En mi opinión, el principal problema que te encontrarás está relacionado con el canto de la viga de hormigón.

Si tiene descuelgue, yo haría un encamisado metálico lateral e inferior a la viga y soldaría los perfiles de refuerzo de las viguetas a dicho encamisado, entendiendo que el refuerzo de éstas se coloca debajo y el descuelgue de la viga es mayor que el canto total de las viguetas reforzadas. El encamisado irá convenientemente conectado a la viga de hormigón, mediante rugosidad intencionada y anclajes, de forma que trabajen solidariamente. Los adhesivos epoxi no son recomendables, porque al soldar y aportar calor, se degradan y sus propiedades quedan mermadas.

Si la viga es plana, lo primero que haría sería calcular si el forjado sin reforzar resiste el cortante de cálculo. Si es así, quizá sólo tengas que reforzar las viguetas a flexión, añadiendo una platabanda o un perfil, sin necesidad de un elemento que los recoja y que se una a la viga de hormigón, teniendo en cuenta siempre si es posible disminuir la altura útil del espacio que queda bajo el forjado. Si, por contra, es preciso reforzar a cortante, lo más conveniente es eliminar bovedillas cerca de los apoyos y macizar con hormigón.

Resumiendo, el diseño del refuerzo depende fundamentalmente del canto de la viga, de los esfuerzos de cálculo (flectores en vanos y cortantes en apoyos) y de la posibilidad de disminuir la altura útil bajo el forjado.

Saludos.

Fran Arias

Parece un poco extraño que las viguetas sean metálicas y la viga de hormigón pero en fin...

Supongo que si quieres reforzar las viguetas metálicas es porque ha aumentado la sobrecarga de uso o porque eran escasas. En principio el refuerzo de las viguetas no tiene porque tener toda la longitud de la vigueta. Puedes dejar 20 0 30 cm a cada lado sin reforzar. En los extremos los momentos son cero a no ser que las viguetas sean continuas, que no parece. Entiendo que quieres colocar una nueva viga metálica paralela y <<pegada>> a la de hormigón. Un perfil de la viga UPN con el alma junto a la de hormigón puede ser una solución. La cuestión es que si las unes (metálica a hormigón) nunca se sabrá como se reparten el exceso de carga entre la de acero y la actual. ¿No podrías reforzar la de hormigón con fibra de carbono o pletinas pegadas? No he usado nunca esa técnica pero buscando en la Web de SIKA podrías encontrar algo

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-04_20/07/06

Sobre el perfil de unos parantes de torre de telecomunicaciones
(De Richard Monta)  20/07/06 - Ecuador
 

Hola a todos:

Tengo una inquietud acerca de torres de telecomunicaciones. Estamos fabricando torres de telecomunicaciones y los elementos principales, en este caso los parantes, son de sección tipo UV, pero estos elementos los estamos conformando en frío, es decir, de un fleje lo estamos plegando y dando la forma. ¿Existe alguna restricción de este tipo de perfil o alguna consideración especial que debamos tener, ya sea en el diseño o en la construcción?

Por su ayuda les quedare eternamente agradecido,

Richard Monta.

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Estimado Richard:

He trabajado durante 9 años en una empresa de telecomunicaciones y no sé a que llamas <<parantes>>. Cuando afirmas que con flejes en frío fabricáis perfiles en UV para ellas, me quedo algo sorprendido. Posiblemente es lo que yo llamo <<soportes de antenas>>, y en este caso, intuyo que son de poca altura y ligeros.

¿Puedes aportar mas datos?: Alturas, n° y tipo de antenas (¿parábolas?). Resistencia al viento estimada, etc.

Estos soportes, ¿son del tipo autosoportado, o venteado...? ¿Puede treparse por ellos para colocación de antenas y cables, etc.?

Saludos,

Jose Luis.

ref. Est-04_19/07/06

Sobre el refuerzo de un forjado reticular dañado por un taladro
(De Juan Antonio Laguna)  19/07/06 - España
 

Saludos cordiales:

¿Cómo podría reforzar (económicamente) el nervio de un forjado reticular dañado por un taladro para paso de bajantes?

Muchas gracias,

Juan Antonio.

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Antonio:

En mi opinión, si sólo es un nervio el que ha resultado dañado, no tiene excesiva importancia estructural, y menos en un forjado reticular, como es el caso, por lo que, salvo la debida reprimenda a quien corresponda, no actuaría. Si aún así quieres reforzarlo, yo emplearía fibra de carbono siempre que no se haya colocado ya el pavimento. Si el refuerzo es a negativos, colocando un par de tiras a ambos lados del nervio. Si es a positivos, la cosa es más complicada, porque, salvo que el nervio sea lo suficientemente ancho, no tienes espacio para disponer la fibra, así que yo también reforzaría a negativos para elevar la ley de momentos. Este tipo de refuerzo tiene su coste, y más si se trata de una actuación local y esporádica. Estima en unos 90-100 euros el metro lineal de fibra colocada.

Saludos.

Fran Arias

ref. Est-03_19/07/06

Sobre un pilar agrietado
(De Carlos)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Tengo una casita de montaña con un porche cubierto. Es de planta cuadrada y tiene el típico tejado a cuatro lados. En una de las cuatro esquinas (la del porche) hay un pilar que no tiene paredes adosadas y que tiene unas grietas que me preocupan. Aparecen en dos de las esquinas del pilar (opuestas), y empiezan a abrirse a partir del vértice en diagonal hacia abajo para volver a cerrarse, como si pudiera llevarme un gajo del pilar. ¿Es peligroso? ¿Puede ser que el pilar esté sobrecargado?

Un saludo,

Carlos.

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El asunto parece preocupante. ¿Puede deberse a un asiento del terreno?

En cualquier caso yo lo reforzaría con 4 angulares metálicos empresillados colocados en las esquinas. Consulta a algún técnico que conozcas o si puedes adjuntar alguna foto...

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

Gracias por la contestación Daniel.

En principio, me parece complicado que sea un asiento del terreno, porque éste es bastante rocoso, aunque bueno... nunca se sabe. Tengo previsto que el miércoles vaya alguien a verlo y a reforzarlo de forma provisional si hace falta, pero pensaba pasar el fin de semana allí y no sé si es peligroso o no (las grietas llevan bastantes meses, no han salido de la noche a la mañana. Respecto a las fotos, ahora mismo no tengo.

Gracias,

Carlos.

ref. Est-02_19/07/06

Sobre las ventajas de los perfiles de caras paralelas
(De Analia)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Quisiera saber cual es la ventaja de usar un perfil IPE o HEB, de caras paralelas, respecto de un IPN de caras no paralelas.

Un saludo,

Analia.

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Los perfiles IPN son los más antiguos. Hacia los años 60 aparecieron los IPE que tiene grandes ventajas sobres los IPN. Los IPE tienen el alma mas delgada que sus correspondientes IPN y por eso con el mismo peso por metro lineal la capacidad resistente (Momento de inercia y módulo resistente) es mayor. No hay más que comparar los datos de los prontuarios, de hecho los perfiles IPN se usan muy poco. Si se ve un proyecto con perfiles IPN seguramente será por dos razones:

a) Ignorancia del proyectista.

b) Edad del proyectista próximo a la jubilación, ja, ja.

Además los perfiles IPE tienen las caras más paralelas que las IPN y los radios de acuerdo del alma con las alas más pequeños. Esto beneficia los encuentros entre vigas y viguetas etc.

Los perfiles HEB y HEA son otra cosa. Son cuadrados (alma igual a alas hasta el perfil HEB 300. A partir de HEB 300 la anchura de las alas permanece constante en 300 mm. Está ideado para dos aplicaciones. a) Pilares. Los 2 radios principales de giro aunque son diferentes no lo son tanto como en las IPE. b) Vigas sustituyendo a las IPE. Para la misma luz y la misma carga sale un perfil de menor altura aunque pese más. Cuando existen problemas de canto de vigas es mejor utilizar perfiles HEB en lugar de IPE aunque sean más pesadas y por tanto más caras.

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

Estimada Analia:

Coincido en lo que ha dicho Daniel. Por darle algún crédito al pobre perfil IPN, tiene una ventaja frente a los de caras paralelas, aunque sólo sea relacionada con la durabilidad. Si el perfil está expuesto a la acción del agua, en los perfiles de caras paralelas en posición horizontal, el agua tiende a acumularse en la cara superior del ala inferior, originado riesgo de corrosión. El perfil IPN, al tener la cara superior del ala inferior con pendiente hacia afuera, desaloja mejor el agua y el riesgo de oxidación se reduce.

Saludos,

Fran Arias.

ref. Est-01_19/07/06

Sobre las responsabilidades de una empresa de cálculo para arquitectos proyectistas
(De Fernando Sarría)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Soy el gerente de una pequeña empresa de cálculo de estructuras, y normalmente calculamos y delineamos las estructuras para arquitectos, que son los que finalmente firman el plano. A pesar de que yo no tengo responsabilidad directa ante terceros, me preocupa el hecho de que en caso de que en caso de siniestro, se me pidan responsabilidades. Me gustaría asegurar mi actividad, pero no es un tema sencillo de resolver. ¿Puede alguien darme algún consejo al respecto?

Un saludo,

Fernando Sarría.

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Hola a todos.

Hace algún tiempo formulé esta misma consulta a mi colegio profesional y la respuesta fue la siguiente:

Si el visado lo efectúa un arquitecto, la responsabilidad última es suya, ya que según la LOE el proyectista y el director de obra son lo encargados de comprobar y verificar la adecuación de las cimentaciones y estructuras al proyecto; yo tampoco es que esté muy tranquilo, pero ellos parecen estar bastante seguros de que si no aparece tu firma por ningún sitio no tienes responsabilidad.

Yo tengo un problema similar, tengo un seguro de responsabilidad civil profesional en mi colegio, pero si yo no viso nada en el proyecto, no me hacen el <<dichoso>> papelito de cobertura, porque dicen que si no he visado, no me pueden asegurar. Por lo tanto no me queda otro remedio que creer que no tengo responsabilidad, si no no podría trabajar porque en el 60% de los casos es el arquitecto el que visa la totalidad del proyecto.

Un saludo,

Rafa

PD: Si encuentras alguna solución hazlo saber porque yo conozco más gente que se encuentra en la misma situación que nosotros.

El tema es complicado. A primera vista puede parecer que el responsable es el que firma el plano pero en caso de siniestro queda salpicado todo el mundo. No olvides que has pasado una factura por el trabajo que se supone que está bien hecho y eso, ante un juez, puede tener muucha fuerza. Consúltalo con tu colegio profesional y sus asesores jurídicos te podrán informar mejor. Un seguro de responsabilidad civil (normalmente se hacen a traves de los colegios) no estaría nada mal. Todo esto, claro está, suponiendo que se demuestre que los defectos provienen de los cálculos y no de su ejecución.

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

Hola amigos de España.

Bueno, al respecto yo les comento que sí, en realidad no es un tema sencillo cuando surgen los problemas. Pero les diré que la verdadera responsabilidad civil es de quien firma el proyecto. Es el que queda <<pegado>> como se dice. Tanto la Universidad como el Colegio profesional lo habilitan para el cálculo y la firma del proyecto. Si después el damnificado quiere hacerle juicio también a la empresa para quien trabaja es otro cantar, pero como dicen los <<formularios>> el responsable del proyecto es quien firma.

Daniel.

Por si sirve de complemento a lo que aquí se ha dicho, hay veces en estructuras metálicas que cuando se cambia el diseño o solución del Proyecto por parte de la empresa constructora, está visa en el correspondiente Colegio profesional una separata del capítulo de la estructura con inclusión de Memoria, cálculos planos y presupuesto (el presupuesto a veces)

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-03_18/07/06

A vueltas con el Código Técnico -1. Peso de Tabiques
(De De Mecánica)  18/07/06 - España
Normativa: Código Técnico de la Edificación
 

Hola a todos. Dándole vueltas a cómo comenzar una sección sobre el Código Técnico de la Edificación (CTE) en esta Web, he terminado por decidirme a incluir una serie de cuestiones o comentarios <<dejados caer>> en éstas páginas del Foro dado que, sin duda, son las más visitadas.

La idea es parecida a aquella de los <<Cucurbitae caput non habemus>> que aparecieron en la sección de Normas de ésta misma Web: <<descifrar el Código>> (recién salidos de la pesadilla <<Da Vinci>> entramos en las <<tinieblas CTE>>).

Ya que la Administración, los Colegios, afamados Institutos Técnicos y demás organismos involucrados en la elaboración y difusión del CTE han decidido no esclarecer nada si no es a golpe de talonario, que para eso son instituciones <<públicas>>, nuestra modesta intención con esta sección <<A vueltas con el Código Técnico>>, es la de tratar de aclararnos y ayudarnos entre nosotros mismos. De este modo siempre sacaremos algo en claro, aunque nada más sea conocer el articulado del texto.

Así pues, sin más ironías ni preámbulos, paso a transcribir un párrafo del Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación que a mi modesto entender no quedó muy claro. A ver qué descifráis vosotros. Se trata del tratamiento del peso propio de la tabiquería:

CTE DB SE-AE  Art. 2.1.3

<<En el caso de tabiques ordinarios cuyo peso por metro cuadrado no sea superior a 1,2 kN/m², su grueso no exceda de 0,08 m, y cuya distribución en planta sea sensiblemente homogénea, su peso propio podrá asimilarse a una carga equivalente uniformemente distribuida. Como valor de dicha carga equivalente se podrá adoptar el valor de 0,8 kN/m² multiplicado por la razón media entre la superficie de tabiquería y la de la planta considerada. En el caso de tabiquería más pesada, ésta podrá asimilarse al mismo valor de carga equivalente uniforme citado más un incremento local, de valor igual al exceso de peso del tabique respecto a 1 kN por m² de alzado.>>

Soy consciente de que la ola de calor que invade la península estos días incita a todo menos a pensar en el dichoso CTE, pero pese a todo, confío en que llegarán vuestros comentarios hilados entre chapuzón y chapuzón.

Un saludo a todos,

gestodedios, De Mecánica.

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Pues nada, que haremos lo mismo de siempre: 1kN/m²  :)

Rosalía.

ref. Est-02_18/07/06

Sobre el refuerzo de un forjado con viguetas metálicas oxidadas
(De José)  18/07/06 - España
 

Hola mi nombre es José. Tengo una consulta que haceros a ver si alguien me puede ayudar.

Resulta que me han encargado un proyecto de reforma-rehabilitación. Se trata de una vivienda en un edificio antiguo. El lavadero y cocina están apuntalados y me piden un proyecto para quitar los puntales. Están apuntalados porque entra agua a través de una ventana, que tiene un cargadero metálico. Primera duda es como hacer para sustituir el cargadero metálico y evitar la entrada de agua. La segunda es que se trata de un forjado de bovedillas y viguetas metálicas, estas están muy oxidadas y tienen una flecha considerable. No se puede cambiar el forjado entero, solo reforzarlo. ¿Cómo se reforzarían esas viguetas metálicas, que ahora están apuntaladas? El edificio se soporta en muros de fábrica de espesor importante. 

Muchas gracias, un saludo,

José.

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Primero empezaré por la segunda cuestión. Si las viguetas estan muy flexionadas seguramente querrá decir que el perfil es muy escaso ahora, y cuando lo colocacaron. Deberías hacer esta primera comprobación. Si el edificio es muy antiguo es posible que suceda esto. Antes se decía que el hierro <<aguanta todo>> y si no había un técnico competente por medio, pondrían lo que les pareció más oportuno sin ningún cálculo.

Respecto del refuerzo de las viguetas (una vez limpiadas con cepillado enérgico o chorro de arena) la forma de reforzarlos es soldar un perfil por debajo del actual. Si la vigueta es de por ejemplo una IPE 200 (anchura del ala 100 mm) soldarías una HEB 80 o 100. Tendrías que calcular la inercia y módulo resistente del perfil compuesto y ver si te da. Soldar una pletina en el ala inferior aporta muy poco al aumento de inercia y resistencia. Todo esto suponiento que tengas altura disponible. Otra solución puede ser colocar unas vigas por debajo de las viguetas actuales para partir la luz de las viguetas.

¿Cómo y donde se apoyan esas nuevas vigas? Sin detalle de la planta, etc. no se puede saber.

Lo de sustituir el cargadero pues... con mucho cuidado... Sin alguna foto o detalle no se puede opinar

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_18/07/06

Sobre el refuerzo de un forjado cuyo hormigón no alcanza la resistencia mínima
(De Patty)  18/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola, qué tal. Mi consulta es la siguiente:

Supongamos que un forjado de hormigón armado no cumple la resistencia de 25 N/mm² que se le pide como mínima. Supongo, y corregidme si no es así, que habrá que recalcular la estructura en función de las condiciones de ejecución y reforzarlo caso de que se estime necesario. ¿En qué consistiría el refuerzo? ¿Cómo se realizaría? ¿Qué coeficiente de seguridad habría que aplicar al refuerzo con respecto al supuesto coeficiente de seguridad de la estructura si cumpliera con lo esperado?

Muchas gracias. Un saludo,

Patty.

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Estimada Patty:

El procedimiento habitual es el siguiente:

1- Determinar la resistencia real del hormigón del forjado mediante la extracción de testigos y rotura a compresión. De esta forma existirá menos incertidumbre sobre la resistencia del hormigón que la que se obtiene de la rotura de probetas normalizadas. Ten en cuenta que el hormigón de los testigos <<pertenece>> al forjado, por lo que el valor de su resistencia es mucho más fiable que el de las probetas. El número de testigos será función de la superficie de forjado afectada, pero en cualquier caso no es conveniente extraer menos de dos.

2. Determinar la resistencia de cálculo. El coeficiente parcial de seguridad a aplicar para determinar la resistencia de cálculo del hormigón depende de varios factores: la extensión del estudio, es decir, el número de testigos extraídos y el área abarcada, la dispersión de los resultados, la responsabilidad de la estructura, etc. De todas formas, no es necesario adoptar, ni con mucho, el valor habitual de 1,5 que indica la EHE. Teniendo en cuenta que el hormigón se ha obtenido del propio forjado, un valor a adoptar para el coeficiente puede ser de 1,2 ó 1,3 como mucho. De esta forma, si el valor obtenido es superior al adoptado en el proyecto (normalmente 16,6 MPa), no es necesario reforzar. Obtener un valor de cálculo inferior a 16,6 MPa resulta realmente difícil, salvo que el hormigón haya dado una resistencia muy baja.

3. Si aún así la resistencia de cálculo obtenida de la investigación es inferior a la de cálculo adoptada en el proyecto, habrá que pasar a la comprobación teórica, es decir, recalcular nuevamente el forjado con la resistencia de cálculo investigada para ver si es válido. De todas formas, ten en cuenta que el forjado trabaja a flexión y en este tipo de elementos estructurales, la disminución de la resistencia del hormigón no es determinante. Otra cosa sería que se tratara de pilares. 4. Si se toma la decisión de invalidar el forjado y se opta por reforzar, caben varias opciones. Aquí te remito a la bibliografía específica existente y a las soluciones habituales de refuerzo. Entre ellas es destacable, en mi opinión, y si la estructura está aún <<desnuda>>, la de laminados de fibra de carbono, por su rapidez, limpieza y facilidad de ejecución. Puedes consultar sobre ello en las páginas de SIKA, BETTOR, DRIZORO, etc.

Saludos,

Fran Arias.

Además de todos los recursos aconsejados por los colegas, una manera segura de determinar la capacidad de carga, es mediante una <<prueba de carga>> del forjado, que es relativamente sencilla, mediante la carga lenta y controlada del entrepiso. Controlada, es decir, gradual y con mediciones periódicas de las deformaciones y observación de la posible aparición de indicios de riesgo: fisuras, desprendimientos, etc. En caso de que sobrepasada la