ref. Est-02_29/09/06

Sobre el proceso de apeo de un muro para ensanchar un hueco existente
(De Javier García)  29/09/06 - España

Hola a todos:

Hola, necesito ensanchar un hueco de una ventana en un muro de carga. El muro es de ladrillo de 35-40 cm de espesor. ¿Cuál sería el procedimiento para apear el forjado? ¿Necesito pilares metálicos embutidos o tan sólo colocar la viga HEB en el hueco, dejando que apoye 10 cm a un y otro del muro?

Gracias.

¿Tenéis detalles constructivos de apeos de este tipo para incluirlos en el proyecto que tengo que hacer o algún proyecto en *.pdf de esta labor?

Gracias estoy muy, muy perdido y cualquier ayuda os agradezco. Saludos,

Javier

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Vista la cuestión, nuestro consejo es el empleo de pilares metálicos y el cargadero bien soldado.

Saludos,

J. Manzano.

Creo que es importante conocer las dimensiones (fundamentalmente el ancho) de la ventana proyectada, así como lo que hay encima del futuro hueco en una altura igual a su ancho (vigas, forjado, huecos). Dependiendo de eso podrá decidirse si 10 cm de entrega es suficiente o escaso, o si una HEB es suficiente o exagerado.

Ciñéndome a valorar tipologías, una estructura prefabricada tipo <<marco>> (no importa si es un material u otro) es a priori adecuada, quizá desproporcionada si hablamos de pequeñas luces, pero descartaría una estructura prefabricada de tipo <<pórtico>>, porque, aunque te libera de la <<entrega>> del dintel, de un modo u otro hay que volver a transmitir a la fábrica la carga que soporten los pilares, y las fábricas se llevan mal con las cargas puntuales, con las cargas que podría llegar a transmitir un pilar de acero.

Saludos,

Manuel.

ref. Est-01_29/09/06

Sobre la capacidad resistente de un forjado
(De Javier García)  29/09/06 - España

Hola a todos:

Me han encargado la realización de un proyecto de reforma de una vivienda, en un pueblo de Toledo, que ya está construida y que debe tener unos 40 años o más. Tiene 2 plantas. El forjado de la planta baja a primera es de hormigón armado y viguetas de hormigón. El forjado se apoya sobre los muros de adobe de unos 60 cm de espesor. El problema es que el propietario quiere quitar todos los tabiques de la planta baja y hacer otra nueva distribución dejando preparada la planta primera diáfana, para que luego en un futuro poder habitar también en ella.

Mi pregunta es: ¿Cuales son los pasos a hacer para considerar ese forjado como aceptable? ¿Cómo puedo saber la resistencia de ese forjado? ¿Existen empresas que se dediquen a hacerlo? ¿Debo tirar ese forjado y hacer uno nuevo? ¿Debería apoyar el forjado existente en una estructura nueva de pilares y vigas metálicas bajo este forjado y olvidarme del apoyo del forjado actual en los muros de adobe? Sé que son muchas preguntas. Valoro cualquier ayuda.

Muchas gracias,

Javier

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Hola, buenas:

Soy nuevo en el foro, y en primer lugar quisiera presentarme. Mi nombre es Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría. Recién titulado, aunque tengo experiencia en el cálculo de estructuras, principalmente en el cálculo de estructuras metálicas. Una vez realizada mi presentación, quisiera comentar:

- El cálculo del muro se puede realizar según se especifica en la NTE-Estructuras para determinar la carga portante.

- Respecto a las viguetas, si puede verse, pues podría realizarse una aproximación, según el canto, y tomando algún prontuario de fabricante. Sin embargo, yo haría lo siguiente:

1) Si se trata de un forjado para uso de locales u oficinas, de luces no muy grandes, disponer unas viguetas metálicas y en lo alto un forjado de chapa colaborante (ver especificaciones en EUROPERFIL o en ACERALIA).

2) Si se trata de un forjado de viviendas, disponer viguetas de hormigón y bovedillas de porexpán. El empleo de una tipología de forjado u otra es la misma que el empleo de tabique de ladrillo o de cartón yeso (PLADUR comúnmente denominado).

Espero servir de ayuda. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Javier:

Para conocer el estado del forjado tienes varias opciones, una de ellas digamos destructiva, seria la realización de catas, para así intentar conocer que tipo de viguetas se usaron, armado de negativos, tipo de casetón, poder conocer que tipo de acero para armar se utilizó, resistencia del hormigón... La otra no destructiva consistiría en realizar una prueba de carga sobre el forjado, aunque antes de empezar a hacer nada yo le comentaría a quien te haya hecho el encargo si tiene pensado contratar un SDD (Seguro Decenal de Daños) ya que actualmente las compañías aseguradoras, (y mas tratándose de un preexistente) no creo que vean con buenos ojos la utilización de paredes de carga de adobe, en fin no sé si te he sido de ayuda.

Dani.

Hola No nos dices nada de la estructura de techo de planta primera, cuando creo que ese es el problema inicial, toda vez que esa planta quedará diáfana.

Lo primero es observar le estructura del techo de planta primera, que supongo la cubierta, y determinar si es autoportante apoyando únicamente en los muros perimetrales, o si de alguna manera está cargando sobre el forjado de techo de planta baja, porque eso dará o quitará viabilidad a esa planta absolutamente diáfana.

Ante la mínima duda de que pueda cargar en el forjado inferior, habrás de apuntalar el techo de planta primera antes de proceder a la demolición de la tabiquería de planta primera, y a su paso pensarás en como sustituir los puntales de apeo por elementos portantes. Posteriormente apuntalarás el techo de planta baja de modo previo a la demolición de la tabiquería de planta baja. Alcanzado ese estado de demolición, no deberías de tener ninguna duda sobre la configuración de la estructura, y sabrás perfectamente si es necesario adecuar la nueva tabiquería de planta baja no solo a una nueva configuración de espacios sino también a su posible función portante. Puedes hacerte una idea midiendo flechas a medida que tratas de aflojar ligeramente los puntales de apeo de los vanos, pero hazlo con cuidado evitando aflojar en las zonas de mayor cortante, porque la rotura de cortante es frágil, instantánea, sin aviso.

Raramente necesitarás hacer un nuevo forjado o reforzar el existente, salvo que pretendas conseguir espacios mucho más diáfanos en planta baja. Creo que tu labor es precisamente proyectar un nuevo modo de vivir ese espacio marcado por paredes y forjado existentes.

Saludos,

Manuel.

Estimado Javier. No veo la combinación muro de adobe con forjado de hormigón, de 40 años de edad. Los muros de adobe existentes llevan forjado de madera y tienen un montón de años más. Los forjados de hormigón llevan muros de fábrica o estructuras reticulares. Aquí algo no encaja y hay truco: ¿se trata de una re-re-rehabilitacion?. De todas formas, vamos al grano. A lo escrito por Manuel yo añadiría que si ya ha habido cargas, ya sabes cómo funciona bajo esas cargas. No las sobrepases y punto. Lo que no te ha contestado nadie es que sí se puede saber la capacidad portante de un forjado y también quien lo hace: busca cualquier laboratorio acreditado en tu Comunidad Autónoma y encárgale una "prueba de carga". Te dirán las flechas que se producen en los diferentes escalones de carga hasta alcanzar la carga total de servicio que preveas deba resistir.

Saludos,

Fernando.

ref. Est-01_28/09/06

A vueltas con el Código Técnico -2. Viento en medianeras
(De De Mecánica)  28/09/06 - España

Normativa: Código Técnico de la Edificación

Hola a todos:

Siguiendo con el apartado de <<A vueltas con el Código Técnico>> quisiera sondear vuestra opinión respecto a un punto del nuevo Código Técnico de la Edificación (CTE), punto que se suma a los ya presentados y tratados en este foro, algunos de gran interés. El Documento Básico sobre acciones en la edificación (DB-SE AE) comenta en su artículo 3.2.2 lo siguiente:

<<Los edificios se comprobarán ante la acción del viento en todas direcciones, independientemente de la existencia de construcciones contiguas medianeras, aunque generalmente bastará la consideración en dos sensiblemente ortogonales cualesquiera. Para cada dirección se debe considerar la acción en los dos sentidos. Si se procede con un coeficiente eólico global, la acción se considerará aplicada con una excentricidad en planta del 5% de la dimensión máxima del edificio en el plano perpendicular a la dirección de viento considerada y del lado desfavorable.>>

Me llama la atención, el que se compruebe al viento pese a que existan edificios medianeros. ¿Es algo que ya vinierais haciendo algunos de vosotros? ¿Prevé con esto el Código la posibilidad de que un día demuelan el edificio contiguo?  ¿Qué opináis al respecto? ¿Se encarecerán algo más las estructuras?

Saludos,

gestodedios, <<De Mecánica>>

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Indudablemente el Código exige la prevención de que el edificio medianero pueda desaparecer. No parece que se vaya a encarecer la estructura por este cálculo, que en resumen es de posibles efectos transversales.

Saludos

J. Manzano.

ref. Est-02_27/09/06

Sobre el peso de un falso techo

(De Ricardo Nájera)  27/09/06 - España

Hola, el motivo de mi consulta es el siguiente:

Como empresa de reformas tenemos que colocar un falso techo continuo en una nave industrial que tiene las siguientes características:

- Área rectangular de 14*8 m².

- Cercha central de 14 m tipo inglés con 3 montantes y 3 diagonales con perfiles L (7*7), uniones con cartelas y roblones.

- Cercha apoyada sobre columnas de 3,2 m.

- Cubierta de Uralita a dos aguas soportada por viguetas transversales a la cercha apoyadas sobre muro y cercha (viguetas IPN 80 cada 1,5 m).

- La nave está franqueada en dos lados opuestos por dos edificios más altos, delante y detrás tiene muros de 40 cm.

La cuestión, y el motivo de que sea tan descriptivo, es que el falso techo y demás instalaciones pesan 2 toneladas. Y además tenemos que sumar la estructura metálica que añadiremos nosotros para soportar el techo. ¿Es mucho 2 toneladas para una cercha como la descrita? En mis cálculos rudimentarios, he tomado momentos y suma de fuerzas sobre el punto más alto y considerado media cercha. Ofreciéndome el valor de la reacción en el centro de la cercha en el cordón superior. Luego he comprobado si dicho perfil puede aguantar dicha fuerza de tracción. ¿Es esto correcto?

Muchas gracias por vuestra ayuda,

Ricardo.

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Hola Ricardo.

Lo mejor es que indiques cuanto pesa el falso techo por m² y así compararlo con las cargas para las que está preparada supuestamente. Es importante saber la localidad para saber la nieve que corresponde. En principio las correas parecen escasas y yo no colgaría nada de ellas. Las cerchas suelen estar sobredimensionadas.

¡Ah importante!: saber la separación entre cerchas.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Gracias por atenderme Daniel.

El quid de la cuestión es que no estoy muy familiarizado con el cálculo de estructuras, estoy aprendiendo. Lo mío hasta ahora han sido las instalaciones, pero me veo obligado a calcular y justificar en un proyecto que la solución aplicada no va a poner en peligro la seguridad. El falso techo y las instalaciones aportan unos 20 Kg/m² y la sobrecarga de nieve la he considerado de 50Kg/m². Todas mis elucubraciones pasan por apoyar la estructura sobre el cordón inferior de la cercha, con lo cual la cercha cargaría con la mitad de esos 20 Kg/m². Me parece que en el centro del cordón inferior es donde tendré el mayor esfuerzo, pero no tengo confianza en el cálculo que hago para hallar el módulo resistente del perfil en ese punto. El perfil se compone de 2 L enfrentados por el lado vertical (unos 70 mm de lado por 5 mm de espesor). Me podríais facilitar el camino para realizar mi cálculo.

Muchas gracias nuevamente,

Ricardo.

Amigo Ricardo, te veo un poco despistado y yo en tu lugar me buscaría un amiguete que supiera algo de esto.

En primer lugar, si el peso propio del falso techo es de 20 Kg /m² ¿por qué dices que la cercha cogería la mitad? El cordón inferior de la cercha cogería una carga uniforme de 20 Kg/m² por la separacion entre cerchas. Si están separadas a, por ejemplo 4 m, la carga uniforme por metro sería de 30 x 4 = 80 Kg/m. En segundo lugar supongo que la cercha es a <<dos aguas>> con lo que la parte del cordón superior e inferior que más trabaja esta junto a los apoyos y no en el centro como dices. En tercer lugar Las cargas sobre las cerchas se han de aplicar sobre los nudos, por lo que deberías disponer de unas pequeñas vigas (IPE 80 o IPE 100) dispuestas longitudinalmente soldadas a los nudos del cordón inferior y sobre esas viguetas colgar el falso techo. La nieve depende del lugar donde esta ubicada la nave, que no lo dices.

No sé si 50 Kg/m² es mucho o poco. Respecto al cálculo de la cercha se puede hacer por el Método de los Nudos, Cremona o ¡con un programa de ordenador! Si mandas un croquis acotado y el lugar donde va te podría hacer un calculo rápido.

¡Ahh! los cordones de una cercha trabajan a tracción o compresión y no tiene sentido eso que dices de módulo resistente (eso es para flexión).

Saludos,

Daniel Narro Bañares.
 

ref. Est-01_27/09/06

Sobre unos pórticos complicados

(De Alberto Tuius)  27/09/06 - España

Hola a todos. Mi consulta es la siguiente y mediante palabras es difícil de explicar; trataré de hacerlo lo mejor posible:

La cuestión que tengo dos pórticos; el inferior de hormigón y el superior de acero con una luz de 9,5 metros el primero y de 11,5 metros el segundo. Además la estructura es simétrica; por lo que los pilares de acero aparecen desfasados respecto a los de hormigón (1 metro); además el pórtico se repite varias veces, en perpendicular a su plano, solo que los pilares hormigón aparecen una vez sí y otra vez no, de modo que cada dos pilares metálicos; uno aparece en el <<aire>>. He encontrado soluciones usando dos ordenes de vigas, por medio de voladizos soldados, etc... Lo que más importa es no enfrentarme a un canto excesivo de forjado. Por cierto, como piezas de forjado, estoy utilizando losas alveolares en paralelo a los pórticos.

Siento si la pregunta es compleja o difícil de entender y por adelantado gracias.

Alberto.

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

Si adjuntas un esquema, será más fácil entender la estructura. Por cierto, ¿cuál es la pregunta?

Un saludo.

Coya.

Hola Alberto.

Tienes razón. No se entiende nada . Si mandaras un croquis a lo mejor podríamos ayudarte

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola a todos:

La pregunta sería; que opción tengo para resolver esa situación con el mejor canto posible; como se especifica en el dibujo, el forjado está planteado con placas alveolares, pero si admitiría otra opción siempre que resuelva la situación.

Adjunto imagen con dos secciones:

Muchas gracias de nuevo a todos.

Alberto.

ref. Est-01_23/09/06

Sobre un apeo en una pared de mampostería
(De Cecilia)  23/09/06 - Uruguay

Hola a todos:

Me han encargado el cálculo de un apeo de una pared de mampostería en una vivienda unifamiliar de tres plantas. La pared es continua a lo largo de las tres plantas y el cliente quiere quitarla en planta primera y segunda. No sé que debo hacer en la planta inferior, ya que esta pared no se quitará, y como es de mampostería no se qué carga soporta , como comprobar cuanto soporta. Pensé en realizarle una <<camisa>>, es decir un muro de hormigón a cada costado de unos 15 cm, que funcione pero realmente no se si es correcto.

Agradecería alguna idea.

Muchísimas gracias,

Cecilia.

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Estimada Cecilia:

El primer paso en estos casos consiste en hacer un estudio del sistema estructural para cerciorarse sobre la tipología, organización, funcionamiento estructural, geometrías, estado de conservación, posibles patologías, si el muro es estructural o sólo de cerramiento, cómo apoyan los forjados, etc.

En el peor de los casos, si es estructural y los forjados apoyan en él, se deberá garantizar que al eliminar uno o varios paños, los forjados no pierden su apoyo. Para ello quizá sea preciso construir una estructura auxiliar, metálica o de hormigón, a base de vigas y pilares, considerando las condiciones de cimentación, si es posible apoyarla en el cimiento del muro o en el propio muro de planta baja, etc. Por lo que entiendo, el problema viene del paño de la planta tercera, que es el que quedaría <<en el aire>> y, en su caso, de la pérdida de apoyo de los forjados de plantas segunda y tercera si se eliminan los paños de plantas primera y segunda, en los que apoyan respectivamente dichos forjados. No veo inconveniente en la planta inferior. Insisto en el conocimiento previo y lo más exhaustivo posible sobre el funcionamiento estructural. Te ahorrará sorpresas desagradables.

Saludos,

Fran Arias.

Pues supongo que soportará entre 10 y 20 Kg/cm² Cecilia, pero a ver cómo repartes.

Lo mejor será bajar el pilar a través de una caja abierta en el muro hasta una zapata adecuada a la capacidad portante del estrato de apoyo elegido.

Saludos,

Fernando.

ref. Est-03_21/09/06

Sobre una junta en la esquina de un muro de hormigón
(De Raquel)  21/09/06 - España

Hola a todos:

En un muro de hormigón armado de semisótano con pilares incluidos se procedió a hormigonar todo el contorno. Por fallos puntuales de encofrados, hubo que dejar junta constructiva en esquina de muro, hormigonando solo 1,5 m de alto (de 2,7 en total). ¿Se podría proceder a hormigonar a 2 días vista picando el hormigón de borde y dejando junta normal a tensiones, tal como indica la norma?

Ha sido una junta no prevista pero ocasional (el resto de muro a lo largo se hormigonó completamente, quedó un escalón), ¿es esto correcto?

El hormigón es HA-30 y muro y pilar son de 30 cm de canto, el edificio tiene 3 plantas y semisótano (3 viviendas tan solo). La cimentación es excelente.

Gracias,

Raquel.

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Yo no veo problema alguno, Raquel.

¿Nunca has dejado juntas en un forjado? ¿o te refieres a la estanquidad?

Fernando.

Efectivamente, Fernando. No hay problema.

La estanqueidad quedaba asegurada por ser muro interior de planta con forjado encima en todas sus caras y sin nivel freático. Se le aplicó Sikadur 32 N (¿creo?), resina de dos componentes para ligar hormigón viejo con fresco. Hubo otro problema en el tema del encofrado, se alabeó un poco el muro en su vértice superior (de 30 cm. de espesor teórico, pasó a 40 cm. ), el asunto es que ganó a ambas caras 5 cm. (en el extremo superior), algo menos en el arranque de la zapata. El muro fue encofrado a una cara, contra talud vertical estable consolidado). Contendrá solamente tres plantas. Creo que tampoco habrá problemas, si continuo con el forjado apoyado sobre el muro (viga que enlaza solo esperas de pilares).

Gracias.

Raquel.

¡Vaya Raquel! No te ha faltado de nada. Eso que dices de que el muro tiene una sección trapecio isósceles no puede ser. Si era encofrado a una cara contra un talud estable sólo se ha podido mover "hacia tí". ¿No estaban bien aseguradas a un durmiente las tornapuntas del costero?. El problema sería que se hubieese deformado la armadura, que se haya desplazado el centro de gravedad, que te hayan quedado huecos en el hormigón que desde el sótano no ves, que te haya quedado la armadura en contacto con el terreno y se corroa, que...

Fernando.

ref. Est-02_21/09/06

Sobre el cálculo de ménsulas cortas
(De Fernando García Ortega)  21/09/06 - España

Hola a todos:

¿Algún programa o bibliografía para calcular ménsulas cortas?

Gracias,

Fernando.

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¿Metálicas o de hormigón?

Daniel Narro Bañares.

El libro de Montoya-Meseguer-Morán de <<Hormigón armado>> te explica como calcularlas según el método propuesto por la EHE y el código ACI. Hay una aplicación de CYPE que también te permite calcularlas.

Jordi Travé.

Hola Fernando,

También puedes consultar el cuaderno de Intemac nº34, en donde mas ampliamente encontrarás información sobre el calculo por bielas y tirantes.

Saludos,

Daniel.

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

Si se trata de una ménsula corta sobre un pilar, añadiré a los anteriores el libro de José Calavera <<Proyecto y cálculo de estructuras de hormigón armado>>, editado por Intemac. Si es problema es la resolución en ménsula corta de una apeo sobre una viga de hormigón, la Guía de aplicación de EHE tiene un buen ejemplo.

Finalmente, el comentario de Daniel Narro Bañares ha despertado mi curiosidad acerca de cómo se diseña una ménsula corta en acero.

Un saludo.

Coya.

Hola a todos:

Las ménsulas son elementos fundamentales en estructura metálica. Generalmente se emplean como elemento de apoyo en vigas carril de puentes grúas. Sin embargo, también permiten poder <<jugar>> con la estructura metálica, permitiendo disponer excentricidades, alinear vigas a fachadas, disponer estructuras en otras ya fabricadas... en fin, que son una buena carta a jugar en el diseño en estructura metálica. Eso sí: con sus debidas comprobaciones.

Un saludo:

Juan José

ref. Est-01_21/09/06

Sobre la verificación de la flecha en correas de naves según el nuevo Código Técnico
(De Ignacio)  21/09/06 - España

Normativa: CTE DB SE-EA
 

Hola a todos:

Sobre la verificación de la flecha en las correas de naves el EC-3 establece unas limitaciones para la flecha en general bastante más tolerantes que el CTE: en el caso de correas es L/200 frente a L/300 del CTE. Además dicho EC-3 distingue entre la flecha producida por cargas permanentes y las sobrecargas. Yo encuentro que con estas restricciones de flecha, toda lo que se gana en el cálculo plástico se pierde en la flecha, con lo que los perfiles siguen saliendo iguales o mayores que con la EA-95. ¿Podría indicarme alguien si estas conjeturas mías son ciertas, o si se puede hacer alguna otra interpretación sobre la flecha admisible en el DB-SE?

Gracias,

Ignacio.

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Hola Ignacio.

Pues así parece. Las exigencias del CTE son mayores que el Eurocódigo 3 y la antigua NBE EA 95. En mi opinión y como casi siempre las normas están pensadas para edificios en alturas y si me apuras de hormigón. El Eurocódigo es más sensato y realista. En algunos países (Inglaterra) la limitación de flecha para correas es de L/180 Los proyectos de naves industriales no tienen que ser supervisadas por ninguna oficina de control (OCT) así que yo pienso seguir con las limitaciones del Eurocódigo.

Saludos,

Daniel.

ref. Est-01_19/09/06

Sobre la influencia de la edad de las probetas en los ensayos de compresión de hormigón
(De Guidel Luis Terán)  15/09/06 - Bolivia

Normativa: CBH-87
 

Hola a todos:

Les agradecería mucho si me ayudan a solucionar una inquietud que es la siguente: ¿qué repercuciones puede tener si ensayo a comprensión varias probetas de hormigón a los 29, 30 o 31 días, ya que esta normado que se los realice a los 28 días?,

Gracias,

Guidel Luis.

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La diferencia sería irrelevante. Te tendría que dar los mismo que exige el proyecto a los 28 días o algo más. Creo recordar que la resistencia del hormigón a vida infinita es del 30 % superior a la de los 28 días.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-03_18/09/06

Sobre los espesores mínimos de chapas para soldar
(De Elías B.)  18/09/06 - España
 

Hola a todos:

Quisiera saber si existe un límite según normativa para el espesor mínimo de una chapa conformada tal que un espesor menor no permita su soldadura. El caso que se me ha presentado consiste en la unión de dos perfiles de chapa conformada  en forma de "[" que se pretender unir para conseguir una sección en doble T. El espesor es de 1,5 mm.

Gracias,

Elías B.

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¿Y por que los sueldas? Mejor unirlos con tornillos o remaches. Consulta a las empresas que colocan estructuras o chapas de cubierta y te podrán facilitar el tipo de union <<remachada>> más idónea. Esto suponiendo que necesites unirlos. Si el perfil doble es para una viga o correa  2 <<ces>> soportan el doble que una sola sin más que colocarlas juntas. La unión entre ellas prácticamente no trabaja. Si el perfil doble es para un pilar, sí que tienen que estar unidas para que la inercia en el eje débil sea la correspondiente al perfil compuesto. Pero estas uniones trabajan muy poco y con tornillos <<rosca chapa>>, creo que se llaman, sería suficiente. Además seguramente los perfiles serán galvanizados con lo que la soldadura sería prohibitiva

Daniel Narro Bañares.

Muchas gracias por tus apuntes Daniel. Me han servido para confirmar algunas ideas que rondaban por mi cabeza pero no tenía seguras: a flexión la unión de las chapas no aporta ventajas, sí a compresión para aumentar la inercia frente al pandeo.

Bueno, te aclaro algunas cosas para ver si puedes comentarme algo más. Mi labor aquí consiste en comprobar la capacidad de estas chapas, que sirven de correas y que ahora he visto que no se unían mediante soldadura sino mediante una especie de remache que se consigue al parecer con un golpe en una de ellas, que le hace penetrar en la otra.

Mi duda, una vez visto que no hay soldadura por medio, es saber qué deben resistir estos remaches. Si se trata de flexión nada, si bien tengo una duda en cuanto al cortante y a que, dado que no coinciden centro de gravedad y de esfuerzos cortantes, se genera una pequeña torsión. En cuanto a compresión (pandeo) la EA-95 tiene fórmulas para dimensionar presillas y disposiciones para poder considerar una pieza como única (pieza simple) frente a compresión, pero todo eso no me vale para un perfil de chapa conformada con este sistema.

Saludos,

Elías B.

No te mates la cabeza. Pon remaches cada 1,0 o 1,5 m y ya está. No entiendo lo de hacer una correa con 2 ces. Eso es antieconómico. Lo opuesto a la filosofía del perfil doble te. Almas delgadas y alas gruesas. Tu solución es exactamente lo contrario. El centro de cortantes en una doble te coincide con el centro de gravedad, cosa que no ocurre en un perfil ce.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-02_18/09/06

Sobre las cuantías y las juntas de dilatación
(De Elías B.)  18/09/06 - España
 

Hola a todos:

Tengo un pequeño lío con las cuantías geométricas y la necesidad de juntas de dilatación: mi planteamiento es el siguiente: si la EHE obliga a disponer las cuantías geométricas mínimas para tener en cuenta los efectos de la temperatura y la retracción que no se han introducido en cálculo, ¿por qué no puedo una vez dispuestas estas cuantías obviar las juntas de dilatación?

Gracias,

Elías B.

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Las cuantías mínimas se exigen para evitar la rotura frágil de las piezas y evitar las fisuras por retracción y efectos térmicos, supongo que locales. La dilatación es otra cosa bien distinta.

Daniel Narro Bañares.

La cuantía geométrica mínima como bien se ha comentado es necesaria para impedir fisuraciones por retracción o efectos térmicos. El obviar la juntas de dilatación es obviar unos esfuerzos térmicos que pueden ser importantes y que te afectan sobre todo a los pilares de planta baja, recuerda que estas fuerzas son MÁS significativas como más rígidos son los pilares de planta baja.

Jordi Travé.

ref. Est-01_18/09/06

Sobre los pasos a seguir para comprobar un refuerzo metálico de un forjado reticular
(De Pedro Martínez)  18/09/06 - España
 

Hola a todos:

En primer lugar un saludo a todas las personas que consultan este foro. Mi caso es el siguiente:

Tengo que realizar una comprobación sobre un forjado reticular reforzado con un perfil metálico. ¿Dispone alguien de un ejemplo práctico o, al menos, de una guía con los pasos a seguir para realizar una rápida comprobación de que el cálculo del mismo ha sido correcto?

Gracias a todos,

Pedro Martínez.

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Creo que deberías dar más datos. Luces, separación entre nervios, perfil metálico de refuerzo, distribución de los perfiles metálicos, cargas que debe soportar el forjado, etc. ¡Ah! Y ¿por qué se ha realizado el refuerzo?

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_16/09/06

Sobre el cálculo de crucetas metálicas para resistir el punzonamiento
(De Jordi Travé)  16/09/06 - España
 

Hola a todos:

He estado probando el programa muy útil para realizar comprobaciones de crucetas metálicas para resistir punzonamiento según ACI que Coya subió a la Web y al intentar contrastar los resultados se me ha aparecido una primera duda:

Al calcular el factor α_v que es la relación de rigideces (EI) de uno de los brazos con el de la sección homogeneizada fisurada (SHF) E_fI_f de ancho c+d.

Cuando he calculado la SHF lo he realizado según el Anejo 9 (Apartado 3) de la EHE, con las fórmulas que te dan para el cálculo de la profundidad de la línea neutra y posteriormente el de la inercia fisurada. ¿Es esto correcto o como debo hacer intervenir el perfil metálico de la cruceta en la SHF?

Mi procedimiento ha sido: α_v=E_acero*I_{perfil cruceta}/(E_{hormigón 28 días}*I_{fisurada (Anejo 9 EHE)} ¿Cómo debo calcularlo correctamente?

Por otro lado según el libro <<Cortante y punzonamiento>> de Florentino te dice que dimensiones al alma de la crucetas tan solo comprobando que V_d/(A*nº brazos) sea menor que el límite elástico/√3). ¿Lo véis suficiente? Yo considero que se debería realizar también una comprobación de la resistencia de las bielas de compresión. ¿Cómo lo acostumbráis a hacer ACI, Florentino...?

Saludos a todos,

Jordi Travé.

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

El libro de Calavera dice textualmente (pie de página 258):

<<La sección compuesta está formada por el área de hormigón comprimido (en estado línea), el área del perfil y la de la armadura de tracción de la losa>>. Para el cálculo, me he apoyado en la formulación del anejo 9 de EHE con las modificaciones necesarias para incluir el perfil.

Si das tu correo electrónico a Ramón, trataré de hacerte llegar más datos.

Cuando hice el programa no conocía el libro de Florentino Regalado y no se me ha vuelto a presentar esa tipología otra vez.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-01_15/09/06

Sobre la influencia en el cálculo de los cambios de cota en forjados
(De Javier Jurado)  15/09/06 - España
 

Hola a todos:

Soy estudiante de arquitectura en Valladolid y ante mi primer proyecto de estructuras se me plantea una duda:

¿Cuánto influye el cambio de cota (unos 50 cm)en el comportamiento estructural de una losa maciza?

Si los solapes del armado se realizan correctamente para asegurar la continuidad no tendrían por qué verse afectado (en planta) los correspondientes diagramas de tensiones.

Agradezco de antemano cualquier comentario. Muchas gracias,

Javier Jurado.

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ref. Est-01_14/09/06

Sobre bibliografía acerca de características resistentes de maderas
(De Fred)  14/09/06 - España
 

Hola a todos:

¿Dónde puedo encontrar datos técnicos de la madera en general y de la laminada en particular, tales como tensión máxima admisible, módulos de elasticidad...?

Gracias,

Fred.

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

Sobre las propiedades mecánicas de la madera, puedes consultar el libro:

R. Argüelles y F. Arriaga. <<Estructuras de madera. Diseño y cálculo>>. Aitim, 1996

Está basado en el Eurocódigo 5.

El DB-SE-M del CTE, también basado en el Eurocódigo, tiene también esos datos.

Un saludo.

Coya.

Hola Fred, hola Coya, hola a todos.

La bibliografía recomendada por Coya es excelente para moverte en estructuras de madera. Si quieres una información un poco más rápida (no siempre tenemos los libros a mano...) en la Web de la Asociación Española de Importadores de Madera tienes un catálogo digital donde te vienen las propiedades mecánicas de las principales maderas estructurales. Aqui te dejo el link por si te interesa: http://www.aeim.org/aeim.asp

Espero que te sea de utilidad. Salud,

Manolo Vázquez.

Hola Fred.

Se me presento hace poco un caso en el que tuve que recalcular una estructura de forjado unidireccional con vigas de madera. Encontré bastante información en el manual de AITIM (R. Argüelles y F. Arriaga. <<Estructuras de madera. Diseño y cálculo>>. Aitim, 1996). Luego encontré una herramienta bastante práctica y resumida, un manual de recálculo y diagnosis de madera del colegio de aparejadores de Barcelona. También existe ahora un documento dentro del nuevo Código Técnico, que creo que te puede ser bastante útil.

Atte.

Cecilia Domínguez.

ref. Est-02_13/09/06

Sobre juntas de dilatación mediante bulones
(De Rodrigo)  13/09/06 - España
 

Hola a todos:

Necesitaría información concreta sobre las juntas de dilatación realizadas mediante bulones, no encuentro de momento ninguna marca comercial o patente que me sirva para especificar como se ejecuta en obra.

Gracias por vuestra ayuda,

Rodrigo.

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Estimado Rodrigo:

Además de los CRET tradicionales hay otros llamados <<Staifix DSD>> de Ancon Building Products que funcionan muy bien. La casa proporciona a los técnicos un programa para el cálculo de los conectores en función de las necesidades

Saludos,

Fran Arias.

Respuesta

(De Coya)  15/09/06 - España

ref. Est-01_13/09/06

Sobre la comprobación a flecha según el nuevo CTE
(De Kepa)  13/09/06 - España
Normativa: Código Técnico de la Edificación
 

Hola a todos:

Leyendo el CTE-SE en E.L.S., deformaciones, apartado 4.3.3.1, nota 4, dice que para calcular la flecha se tome el doble de la luz entre dos puntos de la planta. Esto disminuye considerablemente la restricción por deformación.

Mi pregunta es: ¿he entendido yo mal dicho apartado? Si está bien entendido ¿por qué han variado tanto las restricciones por deformación?

Gracias a todos,

Kepa.

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Estimado Kepa:

El párrafo al que haces alusión dice literalmente: «Las condiciones anteriores deben verificarse entre dos puntos cualesquiera de la planta, tomando como luz el doble de la distancia entre ellos. En general, será suficiente realizar dicha comprobación en dos direcciones ortogonales». Si por ejemplo estamos comprobando la flecha en el centro luz de una viga, donde suele ser máxima, podemos estimar que la flecha en el apoyo, es decir el pilar, es cero a efectos prácticos, ya que será la deformación a axil del soporte es despreciable frente a la deformación por flexión, y la distancia entre el centro luz de la viga y el eje del soporte es L/2; por tanto la luz a considerar será "L". Si estamos comprobando la flecha en el centro luz de una vigueta unidireccional (o bidireccional que es casi lo mismo), la más desfavorable será la que esta en el centro del paño, tendremos que sumar la flecha de la viga (o semisuma si son distintas), más la flecha de la vigueta, y ésta compararla con la flecha de los soportes que será a efectos prácticos cero como ya hemos dicho. La distancia entre el centro luz de la vigueta central y del soporte será la mitad de la diagonal del rectangulo entre ejes de los cuatro soportes más cercanos, y la luz a considerar será por tanto la hipotenusa o diagonal principal de ese rectángulo. En conclusión a este efecto, el CTE no ha cambiado nada, se debe seguir haciendo prácticamente como hasta ahora. No es el doble de la luz, sino el doble de la distancia entre puntos que estas comparando flechas.

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

Antonio González Sánchez.

Gracias a Antonio por su contestación. Yo tampoco entendía ese párrafo y me lo has aclarado perfectamente. Los redactores de la norma son tan exquisitos en su lenguaje que a veces no se entiende lo que dicen. Se parece al lenguaje de las sentencias judiciales.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-03_11/09/06

Sobre el curado de pilares con encofrados perdidos e impermeables
(De Ricardo)  11/09/06 - España
 

Hola a todos:

¿Que sucede con el curado de pilares cuyos encofrados son perdidos e impermeables (<<TUBOTEC>>) y se quieren mantener hasta el final de la obra para su protección de golpes? ¿el agua de amasado es suficiente para su curado?

Gracias,

Ricardo.

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Estimado Ricardo:

En este caso que planteas, si el hormigón esta bien dosificado con relaciones A/C en torno a 0,50, el curado es perfecto, ya que no pierde prácticamente nada de agua.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

Estimado Ricardo:

Como dice Antonio González el curado es perfecto... o lo sería si no tuvieses que cortar el tubo en cuanto fragüe el hormigón para comprobar que tiene buen aspecto (será hormigón visto, claro) y no tienes que demoler antes de seguir para arriba. Si está bien lo cierras de nuevo, lo atas y seguro que, en efecto, perderá poca agua. Por cierto, ¿cómo demonios se curan los pilares? ¿Los riegas cada 10 minutos?

Fernando.

ref. Est-01_11/09/06

Sobre la clasificación de secciones de acero según el CTE
(De Kepa)  11/09/06 - España
Normativa: Código Técnico de la Edificación
 

Hola a todos:

Estoy estudiando el nuevo Código Técnico de la Edificación, la parte de acero estructural. Me encuentro con la clasificación de secciones tipo 1, 2, 3 y 4. Mi problema es el cálculo del momento plástico (módulo resistente plástico), no sé como realizarlo.

Gracias por vuestra ayuda,

Kepa.

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En perfiles comerciales en IPE, HEB, HEA, el coeficiente de forma es de aproximadamente 1,12. Es decir, el módulo resistente plástico es el elástico por 1,12. Sólo es aplicable, creo, para secciones de clases 1 y 2 pero no para 3 y mucho menos para clase 4. Todos los perfiles IPE, HEB, HEA son clase 1 a flexión.

Saludos,

Daniel.

Hola a todos.

En primer lugar dar las gracias a Daniel Narro por su información. Este valor de 1,12 es según NBE-EA-95, en el apartado anelástico. Es el valor que iba a aplicar, hasta que <<de chiripa>>, ojeando el prontuario del CEDEX, me encuentro unas tablas según Eurocódigo 3, donde me clasifican los perfiles según clase y me da los valores W_plastico. Problema resuelto.

Saludos,

Kepa

En un perfil doble T de altura h ; ancho de ala b, espesor del alma m; y espesor medio del ala e, las fórmulas son:

- Módulo plástico longitudinal (sobre el eje X): W'_x= b*e*(h-m)+ (m/4)*(h-2*e)² 

- Modulo transveral (sobre el eje Y) W'_y= e*(b²/2)+(h-2*e)*(m²/4)

La relación con el módulo elástico W oscila de 1,15 a 1,67.

Saludos,

Daniel.

Efectivamente, en ese Prontuario pone los datos de plástico y elástico, pero en la mayoría no pone ese dato. Si te molestas en divide el plástico entre el elástico, veras que no se diferencia mucho de 1,12. Los coeficientes de forma que se indica en otra contestación son para secciones de mucho mayores espesores.

Saludos,

Daniel.

ref. Est-01_11/09/06

Sobre la diferencia entre el hormigón en masa y el armado
(De Óscar Fernández)  10/09/06 - España
 

Hola a todos:

Agradeceria me indicasen las diferencias entre el hormigón en masa y el armado, y para qué se suele usar cada uno.

Gracias,

Óscar.

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Hola, Óscar; hola, Ramón; hola a todos:
El hormigón en masa es aquel en que los esfuerzos en estados límite últimos son soportados únicamente por el hormigón, sin la colaboración de acero. Estrictamente no tiene armaduras, aunque se sigue considerando como tal el hormigón con armaduras con función únicamente de prevención de fisuración por efectos reológicos y térmicos.
En edificación, se usan casi exclusivamente en zapatas y en muros de poca entidad.
 

Un saludo.

Coya.

Estas preguntas tan elementales no deberían salir en el foro.

Aprovecho para realizar una pequeña crítica. Nunca sale ninguna contestación del que pregunta y no se puede saber si la contestación le ha servido para algo, si esta conforme o simplemente para dar las gracias si es que le ha resuelto su problema.

Saludos,

Daniel.

Estimado Daniel:

Es cierto que preguntas como estas son básicas y que se supone conocen la mayoría de los miembros del foro, sin embargo, como moderador o administrador de la Web no veo mal su inclusión, siempre que se trate de casos puntuales.

Todos los días al filtrar las cuestiones que llegan a <<De Mecánica>> me planteo, una por una, si merece la pena su publicación. Lo mismo hago con las respuestas, algunas no las subo porque las considero incongruentes, o porque no sé a qué consulta pertenecen (aprovecho para recordaros a todos que facilitéis la referencia de la cuestión a la que respondéis porque el proceso no está automatizado y nos toca adivinar a qué consulta pertenecen). Lo normal es que ante cuestiones como ésta prefiero yo mismo enviar un correo electrónico con la contestación, pero a veces si me veo apurado de tiempo prefiero subirlas a la Web antes que condenarlas a no tener respuesta.

De todas maneras, la distinción entre hormigón armado y en masa y su uso según EHE también tiene su chicha si se quiere entrar a fondo. Sin extenderme, existen detalles como que un hormigón puede ser en masa (HM) y, sin embargo, llevar alguna armadura; al contrario, un hormigón que se pensó armado (HA) puede, si dicha armadura no cumple unos mínimos, tener que considerarse como en masa a efectos de cálculo. También existen elementos estructurales un tanto ambiguos en cuanto al hormigón que utilizan dada su forma de trabajo (por ejemplo un pozo de cimentación). Por último, el tema de la durabilidad y de la resistencia presenta también sus curiosidades: ¿qué condiciones exige la EHE en cuanto a la durabilidad de un hormigón en masa? ¿Se puede pedir un hormigón HM-30? Etc.

En cuanto a que ninguno de los que pregunta se molesta en agradecer su respuesta, te doy la razón... Son muy pocos los que lo hacen, generalmente porque requieren aclarar su primera consulta y, ya de paso, aprovechan y expresan su agradecimiento. Sería interesante lo que señalas, que comentaran un poco si les sirvió la respuesta, si descubrieron algo mejor por su cuenta, etc. A ver si a partir de tu <<queja>> se anima alguien a hacerlo.

Saludos y como siempre, sirva mi agradecimiento y reconocimiento a tus asiduas respuestas.

gestodedios, De Mecánica.

Pues creía que era más sencilla la respuesta. Ya veo que no y pido mis disculpas

Saludos,

Daniel.

ref. Est-01_08/09/06

Sobre la consideración de empotramiento en el apoyo de una losa maciza sobre un muro
(De Carlos)  09/09/06 - España
 

Hola compañeros:

Tengo una pequeña cuestión y me gustaría contrastarla con vosotros. Tengo que calcular una losa de forjado maciza que apoya en todo su perímetro en muros de hormigón de contención de tierras. Me han dejado en la cabezas de los muros unas esperas que son la prolongación de las armaduras longitudinales de los mismos. He calculado la losa como apoyada en todo su perímetro y despreciando la posible absorción de momentos en el muro, ya que creo que esa armadura de esperas junto con la junta de hormigonado que existe no me garantizan empotramiento. ¿En qué casos podría considerar que hay cierto empotramiento?

Saludos,

Carlos.

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Estimado Carlos:

En mi opinión, has hecho lo correcto. La vinculación entre cabeza de muro y losa se asemeja más a una apoyo simple que a un empotramiento. En este caso tendrás que controlar más la flecha de la losa, lo que quizá te obligue a incrementar el canto. Yo consideraría, a lo sumo, un 30% de empotramiento. El empotramiento perfecto (el nudo no se desplaza ni gira) tendría lugar si el muro fuera totalmente rígido respecto a la losa, por ejemplo, en el caso de un muro de gran espesor. Entiendo que, en los casos normales, esta situación nunca se da.

Saludos,

Fran Arias.

Hola, Óscar; hola, Ramón; hola a todos:
Hola, Carlos; hola, Ramón; hola a todos:
El grado de empotramiento de la losa en el muro puede ser grande. Una manera de valorarlo es hacer un <<matricial>> (incluso un Cross) de una franja de estructura de ancho unitario y con sus respectivos cantos, para ver el coeficiente de empotramiento correspondiente a la relación de rigideces.
Respecto a la transmisión a través de la armadura, creo que es perfectamente factible, aunque podrías calcular el nudo y, en caso necesario, rebajar el grado de empotramiento. La junta de hormigonado no
significa nada, pues en la zona comprimida funcionará perfectamente y en la zona traccionada tampoco funcionaría el hormigón homogéneo.

 

Saludos,

Coya.
 

ref. Est-01_08/09/06

Sobre la homogeneización de los armados de losas que arrojan los programas informáticos
(De Juan Antonio Agudelo)  08/09/06 - España
 

Hola a todos.

Mi consulta es sencilla y seguro que a más de uno le ha surgido alguna vez: ¿cuál es la mejor forma para homogeneizar las armaduras de refuerzo de las losas que escupen los programas informáticos? A veces es fácil porque salen pocos diámetros distintos, pero otras, la variedad de diámetros obliga a pensárserlo para no caer en fallo de poner poco armado o por el contrario excedernos.

Espero sus respuestas,

Juan Antonio.

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ref. Est-02_07/09/06

Sobre las vibraciones que transmiten unos equipos de condensación
(De Francisco García)  07/09/06 - España
 

Hola a todos.

He mandado hacer una estructura de hormigón sin proyecto ni cálculo para dos equipos de condensación en el típico casetón donde va la caldera y el lavadero, éste dividido entre mis vecinos y nosotros por un tabique. Aunque la plancha esta en mi vertiente, mi vecino dice que me ha denunciado la instalación porque la estructura no es capaz de absorber la vibraciones de los aparatos y se le transmite a toda la casa. Parece ser que ha ido al ayuntamiento.

¿Que debo hacer? ¿Cómo puedo garantizar que mi estructura es capaz de soportar los dos equipos? Puedo garantizarles que lleva los mejores amortiguadores, pero no se aprecia mejoría alguna, lo que me lleva pensar que pueda tener razón y hacerme quitar todo de ahi. ¿Puedo defenderme yo todavía modificando bajo supervisión de un perito una estructura que no le genere las vibraciones que el dice?

Gracias,

Francisco García.

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Consulta en la empresa <<Styro Stone>>, tiene varias opciones para poder realizar muros y cierres verticales combinados de Poliestireno Expandido (EPS) y hormigón. La Web www.styrostone.com

Saludos,

Félix.

ref. Est-01_07/09/06

Sobre el mejor forjado para una nave diáfana
(De Lucía Rodríguez)  07/09/06 - España
 

¡Hola a tod@s!

Veréis, tengo una pequeña duda sobre el cálculo de unos forjados, (es para una práctica). Tengo que meter dos forjados a diferente altura en una nave diáfana. La nave tiene unas dimensiones de 9,50 x 15,00 m. Los forjados tienen unas dimensiones de 5,05 x 10,25 m y 4,45 x 10,25 m. Los forjados cubren la totalidad de la nave en su ancho, pero no puedo apoyar en los muros ya que no son de carga. En el otro sentido tengo la fachada en la que si que puedo apoyar los forjados y en el otro extremo nada, ya que va a quedar a modo de mirador. ¿Cuál es la solución más idónea tanto en tipo de forjado como en apoyo? ¿Puede apoyarse el forjado sin ningún tipo de problema sobre vigas metálicas que unan pilares a modo de pórticos o existe algún tipo de inconveniente en esta solución?

Muchas gracias,

Lucía Rodríguez.

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ref. Est-01_05/09/06

Sobre el cálculo de los vientos de sujeción de una torre
(De Enrique)  05/09/06 - España
 

Hola a todos:

Me gustaría saber como puedo calcular la tensión mecánica de unos cables de acero que hacen la función de vientos para la sujeción de una torre triangular de celosía. La torre tiene 80 m de altura y los vientos están situados en 3 direcciones formando 120º entre ellos.

Gracias,

Enrique.

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Calcula la sección eficaz de la torre, en cuanto a la resistencia al viento. Asigna velocidad máxima al viento, según la zona. Entiendo que la torre va empotrada en cimentación, por lo que deberás estimar, además, el coeficiente de cargas a compensar con los vientos (cables). (Para esa altura, yo iría a 3 o 4 niveles de vientos -cables-, si es posible).

Finalmente, aplicar el método del polígono funicular. Entra en www.jbsa.es. Son fabricantes y montadores.

Saludos,

Jose L.

Un libro donde viene algo de esto es el «Vicente Cudós» de Estructuras Metálicas. Está agotado. En algunos libros muy especializados viene algo pero muy poco (Zignolli).

El cálculo exacto es bastante complicado ya que los cables no son rectos sino que debido a su peso propio «cogen» la forma de una parábola. Una torre de 80 m es una «señora torre». Supongo que tendrás por lo menos 3 niveles de vientos por ejemplo a 25, 50 y 75 m. La principal solicitación de esta estructura es la de viento. Para el cálculo se suelen adoptar velocidades de viento muy grandes (125 y hasta 200 km/h) Con esta velocidad puedes calcular las presiones sobre la estructura vertical y multiplicadas por las secciones calcular las fuerzas horizontales sobre el mástil. La presión vale 0,5*δ*v² siendo v la velocidad del viento en m/s (δ vale 1,25 kgf/m³, densidad del aire). Para 200 km/h (55,5 m/s) la presión vale 1,92 kN/m² (192 kgf/m²) En un cálculo previo «a lo bruto» puedes considerar que el mástil es ciego (aunque sea de celosía). Dos de los vientos trabajan a tracción y el otro trabajaría teóricamente a compresión pero se sale de su plano y no trabaja. También puede considerarse que solo trabaja un viento si el viento sopla en la dirección viento-mástil. El mástil es una viga continua de 4 apoyos (uno en la base y 3 si son 3 los niveles de viento). Calculas las reacciones de esa viga continua y después lo divides por el coseno del ángulo mástil-terreno y tendrás aproximadamente el tiro en los cable. El mástil trabaja a flexión como viga continua, debido a la presión del viento, y a compresión debido al peso propio, manguitos de hielo y la componente vertical de los tiros de los vientos.

No sé si te he aclarado mucho pero bueno...

Saludos,

Daniel.

Hola a todos.

Estoy de acuerdo con el comentario de José L., tanto en la estimación de acciones como en el recurso a una empresa con suficiente experiencia... aunque tengo algunas reservas al método del polígono funicular. Lo mismo digo del método comentado por Daniel, que está bien a mi parecer, pero:

Es importante saber tipo de vínculo de la torre al terreno, porque no necesariamente ha de ser un empotramiento en una zapata. El modelo de cálculo adecuado es el de la viga continua. Con vientos a 120º la dirección de cálculo es la de un único plano de tirantes en la dirección del viento, porque cualquier otra condición nos llevaría a similares repartos de tensiones. Los enlaces intermedios son apoyos muy elásticos, dado el alto módulo de alargamiento de los cables, por lo que has de considerar la torre como un elemento empotrado (o articulado) en el cimiento y en voladizo respecto a la acción del viento, capaz de soportar la flexo-compresión, y has de asignar a los cables el módulo de elasticidad equivalente a su alargamiento real bajo tensión (que será del orden de 1,3E06 kp/cm² pero no será lineal respecto a las tensiones) aplicado a su sección bruta. El cambio que por catenaria tiene ángulo del cable respecto a la torre incidirá en mayor medida en los vientos inferiores, pero en los superiores incidirá más el peso, y ambos elementos no serán especialmente importantes. El problema se complica por la necesidad de que esos vientos tengan una tensión inicial (del orden del 30% de la máxima), porque la acción del viento sobre uno provoca el relajamiento de los otros, por la importancia de un buen diseño de los zunchos y los cáncamos de tiro, sin olvidar que los encepados de atado de los cables han de soportar como zapata la tensión de pretensado de los anclajes al terreno, y éstos la agrupación de las tensiones máximas de los cables.

Mi recomendación es que, tras analizar el problema y hacer unos cálculos que entiendas ajustados, consultes a los técnicos de una empresa especializada, que sin duda te ayudará un montón a sacar tus propias conclusiones.

Saludos,

Manuel.

ref. Est-02_04/09/06

Sobre la influencia del ángulo de fricción de la arena en hormigón
(De Héctor A. Genovesi)  04/09/06 - San Martín de los Andes, Neuquen, Argentina
 

Hola a todos:

Agradecería si alguien me puede decir la influencia de ángulo de fricción de arena en hormigón. Trabajo en un laboratorio y no tengo literatura al respecto.

Gracias,

Héctor A Genovesi.

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ref. Est-01_04/09/06

Sobre el cálculo una tolva de almacenamiento
(De Hugo)  04/09/06 - España
 

Hola a todos:

Necesito información para realizar la comprobación estructural de una tolva de almacenamiento de áridos realizada en acero. Comprobación de espesores de pared, envolventes, pilares, etc.

Hugo.

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Un libro donde puedes encontrar algo es en el libro «Silos» de Juan Ravenet, aunque trata más de silos verticales de gran altura que de tolvas. Las tolvas ¿son troncocónicas o troncopiramidales? porque el cálculo varía muchísimo. La estructura portante la puedes calcular con el CYPE, TRICALC o algún otro programa. ¡Ojo al pandeo de los pilares!

Saludos,

Daniel.

ref. Est-01_03/09/06

Sobre la placa de anclaje para los dos pilares de una junta
(De Laura)  03/09/06 - España
 

Hola a todos.

Soy una alumna de Ingeniería Técnica que me encuentro realizando el Proyecto de Fin de Carrera. Estoy realizando los cálculos de una nave industrial de estructura metálica de 48 metros de luz entre pórticos y como junta de dilatación he tomado la solución de 2 pilares contiguos, pero a la hora de realizar el calculo de la placa de anclaje, no encuentro documentación que detalle la forma de realizar el calculo de una placa de anclaje que aloje a dos pilares.

Me gustaría que pudierais ayudarme,

Laura.

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No creo que encuentres nada. Haz el cálculo para un solo pilar y después solapas en el dibujo las dos placas. La anchura de la placa te vendrá dada en el dibujo. El número de espárragos será algo menor del doble de un pilar solo. Has de tener en cuenta que un pilar de la junta trabaja la mitad de un pilar normal. Yo haría una sola placa y no dos placas partidas. Las placas no tienen porqué tener junta ni tampoco los cimientos.

Saludos,

Daniel.

Dos placas de anclaje, sobre dos zapatas. Las zapatas deben ir separadas, así como las placas de anclaje.

Saludos,

Jose L.

Lo siento, discrepo totalmente. Una sola zapata. Y una sola chapa de anclaje. Pero sobre todo una sola zapata. Consulta en cualquier libro y lo verás. Los cimientos no necesitan juntas de dilatación. Al estar enterrados en el suelo la variación de temperatura es mínima, prácticamente cero, y las dilataciones también. Es lo que hace todo el mundo. Por algo será.

Saludos,

Daniel.

Daniel Narro Bañares:

He pedido a «De Mecánica»⁽*⁾ tu dirección e-mail para contrastar opinión.

Coincido contigo en que la diferencia de temperaturas en la cimentación es poco importante, pero no es por ahí mi duplicación, siempre, de las zapatas.

En cuanto a tus contribuciones y respuestas, las considero, en general, muy acertadas y documentadas.

Saludos,

Jose L.

(*) Nota de «De Mecánica»: José Luis, hemos contestado a tu mensaje enviándote un correo, pero nos fue devuelto, por lo que hemos vuelto a enviarte otro hoy día 6. Si no te llegara, por favor, mándanos otra dirección de correo alternativa. Gracias

Hola a todos.

El Sr. Narro tiene razón. La placa y zapata ha de ser única. Una zapata partida por junta no tiene sentido, ya que si se produce un asiento diferencial por cesión del terreno, se desequilibraría la estructura, al deslizar verticalmente media zapata. La zapata ha de ser única, ya que no está sujeta a variaciones térmicas.

Saludos,

Jaime Manzano.