ref. Est-01_30/01/07

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ref. Est-02_29/01/07

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Estimada Blanca:

Tu estimación de cargas es bastante temeraria. Imagina: ¿Y si nieva? (yo he visto naves por el suelo por subestimar la sobrecarga de nieve) ¿Y si el año que viene son las fiestas del pueblo enfrente y la terraza se utiliza para una fiesta? Fíjate lo que ocurrió hace unos años en Sevilla con las rebajas de Muebles Peralta...

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Blanca:

Hablando por experiencia en ese mismo tipo de problema, por supuesto que tiene solución sin tirar el forjado. En mi caso incluso ya no quedaba armadura. Es cuestión de hacer el presupuesto comparativo y que elija la comunidad. Tienes soluciones desde añadir una chapa inferior como armadura de tracción o con fibra de carbono, más cara pero para ciertas soluciones mucho mejor. En cuanto al tema de sobrecarga que comenta Juan José por nieve o fiesta, no veo el inconveniente por ninguna parte, ya que con dicha reparación estamos reconstruyendo para el mismo uso que tenía antes de dicha patología. Si se va a cambiar el uso de la cubierta es otro tema. Un saludo, ASP-H20

Un saludo,

ASP-H20.

ref. Est-01_29/01/07

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Estimado Carlos:

Una deformación de 19 cm sería excesiva, depende de para qué:

1) ¿Es estado límite último o de servicio?

2) ¿Cuál es la altura del pilar? Creo que el Eurocódigo (no sé ya el CTE) establece una flecha máxima para pilares.

El coeficiente de pandeo β=2 creo que es correcto.

Acerca de la sección del pilar, yo más bien utilizaría un perfil de tubo rectangular (disminuirías bastante la sección, en mi opinión, debido al pandeo en el plano perpendicular al pórtico).

¿Cómo has atado los pilares centrales? ¿Qué coeficientes has empleado? ¿En la base del pilar rigidizarás suficiente? ¿Hasta qué punto para utilizar un sistema de cercha te interesa disponer un pilar intermedio?

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Efectivamente ese desplazamiento del pilar es excesiva. El Código Técnico de la Edificación no indica nada para pórticos de naves industriales. El Eurocódigo 3 indica una limitación de h/150 cuando no hay puentes grúa.

Una forma de disminuir la flecha es diseñar la cercha con un canto en los extremos de, por ejemplo, 1 m. Ese canto de 1 m constituye la parte alta del pilar. El conjunto funciona como un pórtico de nudos rígidos en la unión cercha pilar. Casi seguro que esta solución disminuirá muchísimo la flecha horizontal y el pilar saldrá igual al que tienes o más pequeño.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

En primer lugar, agradeceros a los dos vuestra ayuda, Juan José y Daniel.

El desplazamiento, Juan José, es en límite de servicio. He optado por perfil HEB por que en sentido perpendicular al pórtico tengo las correas de fachada que me arriostran el pilar en sentido transversal, y por tanto me acorta la longitud de pandeo en ese sentido. Además, el precio que me cobran por la estructura tubular es un 15% más caro, puesto en obra y todo. Los pilares tienen una altura de 16 m y el último metro forma parte de la cercha, como comenta Daniel, considerando unión rígida entre cercha y pilar, pero aun así el desplazamiento es excesivo.

Además como el pilar tiene poca rigidez, comparado con la rigidez de la cercha en su plano, la cercha me trabaja en los dos extremos como prácticamente apoyada, los dos cordones (superior e inferior) en los apoyos extremos están a compresión. No así en cambio, en el apoyo central, que están a compresión el de abajo y a tracción el de arriba, dado que el pilar central tiene las dos cerchas una a cada lado, lo que hace la unión muy rígida.

No entiendo, Juan José, las preguntas que me haces al final de tu comentario. ¿Cómo has atado los pilares centrales? ¿Qué coeficientes has empleado? ¿En la base del pilar rigidizarás suficiente? ¿Hasta qué punto para utilizar un sistema de cercha te interesa disponer un pilar intermedio? A esta ultima te respondo con mucho gusto. El pilar central lo podría quitar, pero el diseño viene con pilar central y creo que una viga de 26 m, a un agua, para sacar aguas fuera de la nave, sería bastante viga en comparación con una cercha (económicamente). Lo primero que pensé fue en una cercha, aunque ahora que lo comentas, igual pruebo a calcular con viga.

Gracias a ambos. Un saludo,

Carlos.

Juan José, me sorprende tu pregunta sobre si la deformación es en estado límite de servicio o último. Las deformaciones (flechas o desplazamientos) sólo importan en estado límite de servicio. En estado límite último (rotura o colapso) ya no importa la deformación.

Saludos,

Juan Ignacio.

Estimado Juan Ignacio:

Saber ya sé que las deformaciones sólo se miden en Estado Límite de Servicio. Sin embargo, hice esta cuestión para que lo tuviera en cuenta pues es error habitual que se crea que se produce el incumplimiento por la deformación pues se está viendo la deformada en Estado Límite Último.

Un comentario: también se pueden imponer deformaciones máximas en Estado Límite Último, como por ejemplo en el caso de sismo, para que no interactúen varias estructuras diferentes.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_28/01/07

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Estimado J. Manzano:

Acerca de Código Técnico, a día de hoy, no tengo la más remota idea. Sin embargo, tengo entendido que en cierto modo es bastante restrictivo.

Comentarte lo siguiente: el desastre ocurrido no es fruto del hecho de utilizar una normativa u otra. Es más bien de utilizar la normativa. En Almería es poco frecuente que nieve. Yo he estado realizando labores de revisión y cálculo por la zona y en muchos casos he observado que la carga superficial que se emplea como consecuencia de la nieve es de la mitad (aproximadamente). Por tanto es más bien temeridad del proyectista que fallo de una normativa. Habría que evaluar la patología. La causa también puede ser un fallo de montaje.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_26/01/07

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En algún libro antiguo venían unas reglas de espesores en función de los espesores de los perfiles que se unían mediante las cartelas. Este espesor varía desde 6 mm para perfiles de, por ejemplo, L 60.6 a 8 mm para L 80.8 o UPN 100 a 10 mm o 12 para perfiles mayores. Si tienes algo interesante me gustaría que lo pusieras a nuestro alcance.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel (y resto de compañeros del grupo):

Esta mañana he estado ojeando un libro en la Casa del Libro de Madrid, basado en la normativa LRFD. Por lo que he visto en este tipo de uniones hay que realizar las siguientes comprobaciones:

1) Comprobación a aplastamiento

2) Cálculo de la sección del perfil y de la cartela: se toma como área resistente una porción alrededor de los tornillos y hay que realizar comprobaciones de tracción más cortante (es como si se tratara de un rectángulo del cual la base trabaja a tracción y los dos laterales a cortante).

Sin embargo, emplea unas fórmulas que parece ser que no se corresponden con la de tensión de comparación al haber tensión tangencial y normal. Si alguien tiene más información agradecería que la compartiera.

Gracias. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_25/01/07

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ref. Est-04_24/01/07

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Estimado Roberto (y resto de compañeros del foro):

Comentar que la principal bibliografía que hace referencia a dicho cálculo es el libro «Estructuras de Acero», de Ramón Argüelles. El principio fundamental de las placas de anclaje es transmitir el esfuerzo en la base del pilar a la cimentación, al producirse una variación de las características mecánicas de los materiales (acero y hormigón). El método básicamente consiste en considerar un momento, un cortante y un torsor en el nudo, y según la magnitud de cada uno de ellos realizar una distribución de esfuerzos u otra.

En el caso típico de una nave industrial con momento fuerte en la base y poco axil, una zona de la placa estaría comprimida contra el hormigón mientras que la otra (a partir del eje neutro) tendería a «levantarse». Los pernos son los que evitan esta separación entre la placa y la cimentación. Las placas base pueden ser articuladas (con perfil soldado para el cortante o con un bulón), semirrígidas (pernos incluidos en el interior de las alas) y rígidas (con rigidizadores y/o placa base de elevado espesor).

Comentarte que para el cálculo de las cartelas hay varios métodos. Uno que recuerdo es considerando una sección equivalente y determinando su comportamiento frente al pandeo (provocado por el momento en base). Sin embargo, es aconsejable no disponer rigidizadores en la placa de anclaje por varios motivos:

1) Confluencia en obra con los pernos de anclaje, lo que dificulta su colocación.

2) Hay que realizar soldaduras en obra.

3) Es muy complicado asegurar la geometría definida en proyecto (por desviaciones lógicas y tolerantes en obra).

 

Así por tanto es mejor disponer una placa de anclaje de mayor espesor y así poder eliminar las cartelas.

Espero haberte servido de ayuda.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-03_24/01/07

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ref. Est-02_24/01/07

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ref. Est-01_24/01/07

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Hola Miguela,

En mi opinión, en la coronación de un muro, sería necesaria una armadura longitudinal, al menos, por motivos de fisuración por retracción justo en la unión del forjado con el muro, que tendrías que escoger en función del espesor y la altura del muro. Aparte de esto, por motivos estructurales, esta armadura sería necesaria, si el muro, además de soportar la losa, tuviera arranques de pilares, dado que de esta manera tendrías algo parecido a una viga de gran canto apoyada en los pilares y con la reacción del terreno como carga repartida. El hecho de colocar esta armadura longitudinal en forma de zuncho, con armadura superior, inferior y estribos, es en mi opinión por facilidad de colocación de las armaduras, con lo que esta armadura, no tendría necesariamente que tener estribos.

Te podría ayudar a dimensionar estas barras longitudinales el capítulo sobre muros de sótano del libro de J. Calavera, «Cálculo de Estructuras de Cimentación».

Javier.

ref. Est-01_22/01/07

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¡Hola a todos!

¿Me puedes aclarar para que quieres saber sobre la fricción entre la roca y el bloque si lo que tienes que calcular son las barras que unen el bloque y la roca? Quizás no he entendido la consulta.

Ya me contarás...

Quijotecolorao

Hola Francisco:

Para valores de coeficiente de rozamiento, a falta de datos experimentales, solemos tomar un valor aproximado de 0,60 cuando la roca está sana y con superficie rugosa. No tengo documentación que pueda facilitarte, pero espero que te sirva de algo.

Un saludo,

ASP-H20.

ref. Est-02_20/01/07

MÁS SOBRE JUNTAS...

(De Miguela)  16/01/07 - España
 

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

Lo cierto es que todo cuanto leí sobre el tema es muy genérico. Toda la bibliografía se limita a indicar que si las alturas o las cargas de los cuerpos del edificio son «muy» diferentes es preciso hacer una junta de manera que la estructura de cada cuerpo asiente independientemente. No obstante, nunca leí nada mucho más detallado. Tal vez no se pueda ir más lejos de forma genérica.

Se me ocurre que una forma sencilla de comprobar si es adecuado dividir ambos bloques es haciendo un estudio sobre un pórtico tipo que contenga ambos. Se calcula ese pórtico considerando los asientos y se analiza cómo cambian los esfuerzos respecto a un modelo con cimentaciones con asiento nulo o respecto a un modelo con edificios separados.

Si se va a calcular el edificio con un programa integrado, también se puede hacer la comparativa con el edificio entero en el programa, pero posiblemente sea menos clara la lectura del fenómeno que queremos estudiar. En cualquier caso, si haces la prueba sería interesante que publicases los resultados.

Como anéctoda, contaré que seguí de cerca el proyecto y construcción de un edificio similar, en el que una parte tenía un sótano y planta baja y otra parte tenía además cuatro plantas altas y ático. Había presencia de agua freática, por lo que la cimentación fue una losa continua. No tengo noticias de ningún problema de asientos.

Un saludo,

Coya.

Gracias Coya.

Si consigo hacer ese ejercicio que comentas para ver la diferencia de asientos, lo publicaré por aquí, o lo haré público.

Un saludo,

Miguela.

ref. Est-01_20/01/07

SOBRE EL CÁLCULO DE MÉNSULAS CORTAS

(De Rodrigo García Robledo)  20/01/07 - España
 

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Hola Rodrigo.

Hay muchísima información al respecto. El cálculo de una ménsula corta más típica, es decir, la que consiste en un brazo corto que le sale al pilar a cierta altura y donde se aplica una carga puntual,  viene analizado en la misma Instrucción EHE (Art. 63) y es muy fácil de abordar.

Para otros variantes de ménsula corta es necesario aplicar el método de bielas y tirantes, si bien hay mucha literatura al respecto (yo diría que la ménsula corta es la estrella del método de bielas y tirantes), y no suele haber libro sobre hormigón armado que se precie que no toque el tema.

Alguna bibliografía que puedes consultar:

- La «Guía de la EHE», que trae algún ejemplo resuelto.

- El libro «Proyecto de Estructuras de Hormigón mediante el Método de Bielas y Tirantes» de varios profesores de la E.T.S.I.C.P. de Valencia.

- La «Monografía M6. Método de Bielas y Tirantes», de la ACHE.

- En Internet te pueden interesar: http://cee.uiuc.edu/kuchma/strut_and_tie/ sobre la herramienta CAST, y un ejemplo http://www.inti.gov.ar/cirsoc/pdf/publicom/Ejemplos2y3.pdf de cálculo de ménsula corta basado en la normativa americana.

Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

ref. Est-01_18/01/07

COMENTARIOS ACERCA DE LAS RESPUESTAS DE FERNANDO

(De Varios)  18/01/07 - España
 

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Estimados amigos, como administrador de esta Web quisiera decir que estos comentarios sobre otros compañeros me ponen en un gran aprieto. 

En mi opinión, aceptando que las respuestas de Fernando no son de lo más ortodoxas y que están un poco alejadas de lo usual en este Foro, considero que tampoco dejan de tener un aspecto técnico que pueda interesar a los lectores. Las expresiones utilizadas pueden ser más o menos afortunadas, pero no tienen por qué ser malintencionadas (aprovecho para invitar a Fernando a que nos confirme sus intenciones). En este sentido recuerdo algunas otras respuestas en el Foro que también rezumaban cierta ironía. Salvando las distancias, aquellos ataques directos de nuestro querido amigo Eufe (aprovecho para saludarte donde quiera que andes metido), contra la EHE y trascendiendo más allá contra sus autores. Vuestro mismo comentario, sin ir más lejos, está cargado de acidez, y sin embargo también se ha publicado...

En fin, volvamos a nuestros hormigones y a nuestro Código Técnico que nos trae tan de cabeza en estos días.

Saludos y gracias por las felicitaciones,

gestodedios, De Mecánica.

Para que no se entienda que el que calla otorga, valga el presente escrito en apoyo del tipo de comentarios de Fernando y de cualquier otro en el mismo sentido. Quizás, al que busque una respuesta clara e inmediata no le sirva ese tipo de alusiones, o sí, pero lo que sí creo es que no están de más.

Y sin más, un saludo a todos.

ASP-H20

ref. Est-01_16/01/07

SOBRE EL CÁLCULO A CORTANTE Y DESLIZAMIENTO DE TORNILLOS PRETENSADOS

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  16/01/07 - España
 

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AmigoJuan José:

No entiendo tu problema. Si la unión es articulada con un solo tornillo, bulón o pasador, el tornillo de alta resistencia no hay que apretarlo. Si lo aprietas ya no seria una articulación y podría pasar lo que tú dices.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel:

Al formular la cuestión escribí un ejemplo simple que representase fácilmente el problema. Sin embargo, mi pregunta iba encaminada a uniones articuladas de vigas con tornillos en el alma.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_16/01/07

SOBRE LA NECESIDAD DE UN APAREJADOR EN UNA REHABILITACIÓN

(De José)  16/01/07 - España
 

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Hola José:

Lo tenemos perfectamente definido en la LOE (Ley de Ordenación de la Edificación 38/1999), que puedes consultar muy fácilmente en la Web. Como no especificas el tipo de rehabilitación (total, de fachada, de edificio catalogado, de tabiquería interior, de estructura, etc.), te remito directamente a la LOE. Mira los siguientes puntos en concreto:

- Capítulo I, artículo 2: ámbito de aplicación (en el punto 1, tu edificio será del grupo a), b) ó c); en el punto 2 indica si necesita proyecto el tipo de obra).

- Capítulo III, artículo 13: el director de la ejecución de la obra (si la obra era del grupo a) ó b), necesita aparejador; si era del grupo c), puedes ser tú, un aparejador o incluso un ingeniero según el tipo de obra).

Espero haberte ayudado

ASP-H20

ref. Est-01_15/01/07

SOBRE LA COLABORACIÓN DE ARMADURA DE LA CAPA DE COMPRESIÓN A FUEGO

(De Georgina Virgili)  15/01/07 - España
Normativa: EHE

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Hola Georgina:

Yo entiendo que no se debe considerar, teniendo en cuenta que habla de prolongar una armadura que, en otras condiciones podría no tener que prolongarse. Sin embargo, la malla de la capa de compresión se coloca, en cualquier circunstancia, en toda la superficie del forjado, por lo que no ha lugar su prolongación. En consecuencia, mi opinión es que no se debe tener en cuenta.

Saludos,

Fran Arias.

Muchas gracias Francisco,

Me encuentro cada vez con más normalidad que se pide que el forjado tenga REI-120, en forjados como aparcamientos que separan sectores y no se quieren enyesar. ¿Cuál será entonces la práctica habitual, pasar un armado superior base corrido que funcione en la mayor parte de los casos o alargar a tal efecto «expresamente» el armado superior que dé por cálculo?

Gracias,

Georgina.

ref. Est-01_11/01/07

SOBRE LA CARGA DE CONSERVACIÓN EN CUBIERTAS ACCESIBLES

(De Jruiz)  11/01/07 - España
Normativa: NBE-AE 88, CTE

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La postura de le empresa fabricante parece lógica y es la que se ha venido haciendo por todas las empresas de estructuras tanto metálicas como hormigón. Alguna vez había alguna discusión sobre los 100 Kgf/m² se sobrecarga de uso y como siempre se seguía el criterio del proyectista. Ahora en el nuevo código parece más contundente la obligación de aplicar esa sobrecarga de mantenimiento aunque sea totalmente absurda. He visto un ejemplo en una publicación de aplicación de los Eurocódigos en que para la cubierta de una nave industrial solo tiene en cuenta la nieve el viento y el peso propio y como mucho una sobrecarga de instalaciones de 10 o 20 Kg/m². Como ves no te he aclarado mucho, pero es que el tema es confuso.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Mi opinión personal y que sigo cuando realizo algún calculo de este tipo, se basa en que nunca he visto una nave de 100m² con 100 personas en la cubierta. Por tanto, dimensiono las correas considerando una sobrecarga de uso, como una carga puntual en el centro del vano de 100 kp y los pórticos con una carga puntual de 200 kp en el centro de cada dintel.

Un saludo,

Alejandro.

ref. Est-01_10/01/07

SOBRE PERFILES CONFORMADOS DE PEQUEÑO ESPESOR

(De E. Bellido)  10/01/07 - España
Normativa: NBE-EA 95, CTE

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¿A qué llamas montantes de la cubierta? ¿A las correas? Los perfiles que se fabrican en España suelen tener un espesor mínimo de 2 mm aunque tengo oído que en Francia o Inglaterra utilizan espesores mas pequeños de 1,5 mm. Mi consejo es que utilices un mínimo de 2 mm que ya es bastante pequeño. Estas secciones son de clase 4 y su cálculo exacto es bastante farragoso.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel:

Me expresé mal, quería referirme a los perfiles que dentro de la cercha isostática a base de triangulaciones son verticales, no a las correas. En definitiva toda la cercha era de perfiles tipo W (de 2 mm de espesor) excepto los perfiles verticales que tienen sólo 1,5 mm. Yo me he encontrado ya con más de una empresa especializada en este tipo de cubiertas que trabaja con perfiles de éste espesor.

Saludos,

E. Bellido.

Vigila las soldaduras de espesores 2,0 mm y 1,5 mm. Los electrodos suelen «quemar» los perfiles

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_09/01/07

SOBRE JUNTAS EN FORJADOS

(De Mario)  09/01/07 - España

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Compañero de fatigas en el diseño, cálculo y ejecución:

La junta de dilatación tiene como función permitir los movimientos de la estructura originados por los cambios de temperatura. En cuanto a su diseño lo que se suele hacer es interrumpir el elemento y colocar para relleno del hueco un material elástico para evitar entrada de humedades y para que este soporte los movimientos deformándose. Otra cuestión de diseño es cada cuanto se han de disponer, te sonará que cada 40 m, pudiéndose disminuir o aumentar esta distancia en función de la rigidez de la estructura, pero eso deja a tu criterio el hecho de valorar si tu estructura es muy rígida o no, encontrándote en la tesitura de discernir entre lo mucho y lo poco (lección que se dio en Barrio Sésamo). Yo las dispondría cada 40 m si se puede, la multitud no se equivoca. Eso sí, en el caso de tener 50 m no pongo junta, y si tengo 60 m pondría una en la mitad. (Los 40 m no son un número mágico).

Perdona si me he ido por los cerros de Úbeda. En cuanto a tu duda de diseño. Yo siempre he visto doble pilar en la junta, es para independizar estructuras. Es más, el cálculo se puede hacer aparte de un trozo a otro, ya que al no estar conectados el programa no tiene en cuenta al otro trozo. Es como si quieres meter todas las estructuras que has calculado en tu vida unas al lado de las otras, saldrán con el mismo dimensionado que cuando hiciste el cálculo independiente.

Otra idea: en tu caso si tienes garaje en sótano se puede tener en cuenta el efecto regulador de la temperatura que ejerce el terreno, ya que este tiene una temperatura muy constante a lo largo del año, por lo que si no tienes mucho volumen de estructura a la intemperie puedes aumentar la distancia de las juntas sin problema.

Saludos,

Nervy.

Hola Mario; esto de las juntas de dilatación, como todo es un mundo. Sí que se suele aconsejar realizar juntas de dilatacion cada 40m, el criterio definido por Nervy es el que suelo utilizar yo también. Por otro lado, algunos autores hablan de no realizar juntas de dilatación en estructuras (sotanos) que esten bajo tierra; ya que no hay un gradiente térmico como en la superficie, yo soy mas partidario de esta opción.

Ahora bien, ¿cómo realizar la junta? A ser posible lo ideal es realizarla con doble pilar, esto te condiciona a tener que bajar la junta de dilatación hasta plantas de sótano incluidas. Otra forma de realizar la junta es con elementos de apoyo metálicos los llamados «gujones» o «goujons» con los cuales solo necesitarás un solo pilar, pero también al poner estos elementos en las plantas superiores puedes olvidarte de hacer la junta bajo rasante de terreno. El cálculo lo puedes hacer como dos edificios diferentes pero a los pilares de la junta debes ponerle la carga correspondiente al forjado del otro edificio que apoya sobre ellos.

Espero haberte ayudado,

Carlos A.

Hola Mario, hola Nervy, hola a todos.

Mi intervención se debe a una aclaración que a Nervy se le ha quedado en el tintero, y es que normalmente en edificación cuando se dispone una junta de dilatación y se colocan pilares separados por un material elástico se debe solamente a la distribución de las distintas estancias que va a haber ahí. De esta forma, si la distribución te da igual, puedes colocar los pilares donde mejor te convenga ya que el programa de cálculo considera dos edificios distintos en los que las acciones y esfuerzos a las que va a estar sometido uno de ellos no se van a transmitir al otro.

Un saludo a todos,

El pequeño Ruz.

ref. Est-03_08/01/07

SOBRE UNA VIGA QUE QUEDÓ SIN HORMIGONAR EN SU UNIÓN CON EL PILAR

(De Cristina)  08/01/07 - España

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Estimada Cristina:

Normalmente, la decisión de demoler siempre es la última a adoptar, naturalmente, después de haber agotado todas las alternativas. Yo actuaría del modo siguiente:

1. Si tienes sospechas fundadas de que la viga está deficientemente armada, hacer alguna cata en secciones críticas (en cara inferior de centro de vano para verificar la armadura de momentos positivos y cerca de apoyos para verificar la armadura de cortante). Si no hay demasiada densidad de armaduras, puedes emplear medios no destructivos para minimizar el impacto de las catas (detector de armaduras).

2. En el supuesto de que esté mal armada, comprobar la viga con el armado existente y actuar en consecuencia. Si cumple, no hay problema, si no cumple, gana peso la decisión de demoler y reconstruir.

3. Respecto al nudo, que entiendo es el motivo de la consulta, si es de responsabilidad y no quieres riesgos, comparto la decisión de demoler hasta la sección de esfuerzos mínimos y reconstruir con ayuda de productos químicos que garanticen la adherencia entre hormigones y con una cuidada ejecución, sobre todo en la junta. En caso contrario, basta con comprobar que las tensiones en el hormigón del nudo no son muy elevadas y reconstruirlo con preparación previa de superficie y, como en el caso anterior, con ayuda de productos adecuados. Por las ayudas gráficas que acompañas a la consulta, parece que no está muy armado, por lo que, en principio, bastaría con llevar a cabo esta última alternativa.

4. En su caso, si eres Dirección Facultativa tomar las decisiones de índole económica que sean pertinentes (suelen motivar al personal).

Saludos,

Fran Arias.

Estimada compañera, cuando a uno le pasan estas cosas dan ganas de acordarse de la familia de la subcontrata o los encargados de ejecutar la estructura. En este caso y en mi opinión a raiz de la foto y de la imagen del armado cabe valorar varias cosas:

1. Las esperas del pilar son cortas debido a que solo se han de grifar al morir el pilar en esa planta. Esto quiere decir que no se ha pensado en un nudo rígido entre viga y pilar, sino que la viga tan sólo se apoyará en el mismo. El coeficiente de empotramiento que utilizan la mayoría de programas de cálculo para este tipo de nudo es de 0,3 respecto a 1 que sería el empotrado, por lo que según el proyectista hay una articulación.

2. De lo anterior se desprende que hay que pensar en la viga como elemento independiente del pilar; independiente es un poco radical, digamos mejor poco vinculado. Si esto es así (que lo es) se debe hormigonar la viga junto con el pilar sin problemas.

3. El problema es que la viga en sí debe ser un todo entre acero y hormigón, y tu tienes un 80% de viga completa y un 20% inexistente. Para obtener un 100% de viga debemos garantizar que el nuevo hormigón haga un todo con el viejo, por lo que te recomiendo que:

1º. Piques la viga superficialmente ( unos 5 cm) para sanear el hormigón

2º. Límpies bien la superficie con un cepillo fuerte.

3º. Riegues el hormigón un poco.

4º. Apliques una resina de unión, teniendo en cuenta las recomendaciones del fabricante.

5º. Hormigonar la viga.

6º. Desencofrar toda la viga a los 28 días del hormigonado.

 

Nota: Viendo la foto me extraña no distinguir la grava del hormigón (será la calidad de la imagen supongo).

Saludos,

Nervy.

Hola Cristina. Tu caso tiene miga ¿eh?

Nervy lo ha clavado, aunque no se ha atrevido a asegurar que eso no es hormigón, porque, efectivamente, parece mortero. Además, ¿han puesto los estribos que dice el dibujo?, porque yo no los veo, claro, que no sé dónde los iban a colgar... y ¿qué hace un trozo de poliestireno extruido formando una junta? ¿Sabes la resistencia a compresión que tiene eso?

Por la foto la obra es en un interior. Ten cuidado o retírate porque si empiezan la obra con una chapuza, así seguirán hasta el final.

Saludos,

Fernando.

ref. Est-03_08/01/07

SOBRE FORJADOS DE HORMIGÓN POSTENSADO

(De José L. Rodríguez Vega)  08/01/07 - Panamá

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Estimado José Luis:

En la página de la Asociación de Consultores Independientes de Estructuras de Edificación (ACIES) hay documentos en pdf sobre sesiones monográficas, de descarga gratuita. En el de la sesión nº 3 se habla de losas postesadas, con referencias de casos concretos y de algunos códigos (el PTI y el ACI americanos, además de la EHE). Quizás si contactas con ellos te puedan ampliar la información y facilitarte referencias bibliográficas.

Saludos,

Fran Arias.

Estimado Fran Arias:

Ayer leí tu contestación a mi consulta de 08/01/07 sobre cálculo y ejecución de losas de hormigón postensado. Precisamente, en la fecha en que me contestaste, yo estaba en España, y sin poder conectarme a Internet. Ya estoy en América, y ya me he puesto en contacto con ACIES. La página leída es muy interesante. Gracias por tu ayuda. Ya te contaré. Te he visto en algunas otras respuestas, ya que sigo el foro de De Mecánica con frecuencia.

Un saludo,

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-01_08/01/07

SOBRE LA CURVA ANTIFUNICULAR

(De Ignacio)  08/01/07 - España

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ref. Est-01_07/01/07

SOBRE LA ARMADURA MÍNIMA A CORTANTE

(De Marita)  07/01/07 - España
Normativa: EHE

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Hola, yo también suelo utilizar «números gordos» para tener en cuenta predimensionamientos y la fórmula que indicas es correcta, pues es la misma que indica la EHE. Efectivamente el resultado que indicas es excesivo por lo que seguramente se deba a algún error al aplicar la fórmula.

Mario Arias.

Hola, deberías revisar las formula: A_min(cm²/ml) = 0,02 . f_cd (kg/cm²) . b(m) . 10000/f_yd (kg/cm²). Si miras la dimensión final del resultado, el área me sale en (m) y no en (m²) lo cual indica que hay un error en algún sitio.

Saludos,

José Luis.

¡Un saludo a todos y feliz año!

La fórmula expuesta en la consulta procede de la contenida en el apartado 44.2.3.4.1. de la EHE para α=90 y es perfectamente coherente a nivel dimensional, es decir, no existe ninguna incoherencia en cuanto a las dimensiones de las magnitudes que intervienen en la fórmula. De hecho, tal y como la escribe Marita, en la izquierda de la ecuación tenemos cm²/m, o sea [L], y en la derecha de la ecuación tenemos m, o sea, de nuevo [L].

Un saludo,

Vicente.

Hola a tod@s. En relación a la polémica fórmula de la cuantía mínima de la armadura de cortante, quiero aclarar bajo mi modesta opinión, que:

A la expresión de Marita, que es la que aparece en el libro de los «Números Gordos», le sobran dos ceros al «10000». En el artículo 44.2.3.4.1., como bien apunta nuestro amigo Vicente, la cuantía mínima es

A_min = 0,02 . f_cd . b / f_yd

Introduciendo f_cd y f_yd en las mismas unidades, hay que hacer coherentes A_min y b. Lo normal es que A_min se exprese en [cm²/ml] y b en [cm], con lo que deberemos hacer lo siguiente:

[cm² / ml] = [cm² / 100 cm/ml] A_min [cm² / 100 cm] = 0,02 . f_cd . b [cm] / f_yd , que agrupando resulta

A_min [cm²] = 0,02 . f_cd . b [cm] . 100 cm / f_yd

Multiplicando 0,02 x 100 = 2, se obtiene la expresión válida, concordante en unidades, y es la que se usa (está comprobado con el Prontuario Informático del Hormigón Estructural (del IECA), entre otros).

Como conclusión, y para calcular la cuantía mínima de armadura de cortante se usa la siguiente expresión:

Amin [cm² / ml] = 2 . f_cd . b [cm] / f_yd, siempre y cuando las unidades de f_cd sean las mismas que f_yd (Kp/cm² o N/mm² las dos). 

Un saludo,

Leo.

Hola a todos.

En el libro comentado «b» se introduce en metros, con lo cual «10000» es correcto.

Saludos cordiales,

Manuel.

Hola de nuevo:

Lo primero es rectificar una cosa que dije el otro día, y es que al libro de los «Números Gordos», en la expresión de la armadura de cortante, a la que nos hemos estado refiriendo, NO LE SOBRA NINGÚN CERO. Pensaba que en el libro, «b» iba en [cm] y no en [m]. Así, estoy completamente de acuerdo con Manuel. No obstante, las expresiones que puse en mi anterior comentario son correctas. Con lo útil que resulta tener a mano este libro, es justo que pida disculpas por mi anterior afirmación.

Un saludo,

Leo Villar.

ref. Est-01_06/01/07

SOBRE UN CURSO O MÁSTER EN ESTRUCTURAS

(De Rodrigo)  06/01/07 - España

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ref. Est-01_06/01/07

SISMO EN GRANADA

(De J. Manzano)  06/01/07 - España

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ref. Est-02_04/01/07

SOBRE SI UNA ESTRUCTURA EXTERIOR DEBE CALCULARSE A FUEGO
(De Miguela Modrego)  04/01/07 - España

Normativa: CTE

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

Si una estructura está al exterior, el calor se disipa y no pueden darse las hipótesis de incendio del DB-SI, por lo que no tienen sentido las prescripciones de éste. No sé si habría que hacer algún cálculo utilizando otro modelo, pero no creo que sea necesario en casos normales.

En cuanto a los pilares de acero rellenos de hormigón, hay estudios publicados acerca del tema:

http://www.revistabit.cl/body_articulo.asp?ID_Articulo=23

http://grupos.unican.es/gidai/asignaturas/ISCIE/Pasiva 02.pdf

Este enlace es especialmente prometedor. Es una página del departamento de estructuras de la UNAV donde aparecen dos tesis sobre estructuras de acero y mixtas: http://www.unav.es/estructuras/pagina_5.html

Un saludo,

Coya.

Muchas gracias Coya.

Creo que sobre todo el segundo enlace que me envías puede ser de gran utilidad. Un saludo

Un saludo,

Miguela.

ref. Est-01_04/01/07

SOBRE EL TIEMPO DE DESENCOFRAFO Y UN RECIENTE ACCIDENTE
(De J. Manzano)  04/02/07 - España

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ref. Est-01_03/01/07

SOBRE ESTRUCTURAS DE DOBLE MURO Y PRELOSAS
(De José)  03/01/07 - España
Normativa: Eurocódigo 2

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