ref. Est-01_27/02/07

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Hola, Teo; hola, Ramón; hola a todos:

No te puedo ayudar mucho porque no me dedico a las naves industriales. No obstante, estuve hace poco en un curso sobre el DB-SE-AE y la crítica al método de cálculo de viento fue dura. El método es farragoso y, sobre todo, poco sistemático, puesto que plantea un anejo con unos cuantos ejemplos infumables para varios casos y deja sin resolver los demás casos con un escueto «En caso de construcciones con forma diferente de las aquí establecidas, deberá procederse por analogía, considerando, si es preciso, que el volumen está formado por la construcción considerada y las medianeras». Programar eso no parece nada fácil. Sé que no te ayudé mucho, pero que sepas que tu caso no es raro.

Un saludo.

Coya.

Pues es cuestión de leérselo 3 o 4 veces con un bolígrafo en la mano e intentar hacer varios ejemplos. Para empezar puedes hacer los ejemplos con las superficies más grandes, dejando para después las superficies más pequeñas que tiene coeficientes eólicos diferentes. Todas las normas de otros países son igual de complicadas y aún más.

Creo que el CYPE en su módulo de naves industriales calcula automáticamente las cargas sobre las fachadas y sobre la cubierta. El viento sobre las fachadas no ha cambiado mucho respecto de la norma anterior. Los coeficientes eólicos siguen siendo más o menos de 0,8 de presión y 0,4 de succión. En la cubierta sí que han cambiado bastante los coeficientes eólicos.

Daniel Narro Bañares.

Hola, Teo; hola, Daniel; hola, Ramón; hola a todos:

Como creo que sabes, Daniel, no proyecto naves y por ello no entré a fondo en el tema del viento sobre construcciones ligeras en el CTE. Sin embargo, me pica la curiosidad de confirmar si realmente el cálculo es tan poco sistemático como parece. Si así fuese, la programación sería bastante complicada.

Un saludo.

Coya.

En primer lugar agradecer tanto a Coya, como a Daniel Narro Bañares, sus respuestas a mi consulta. En segundo lugar decir, que efectivamente soy de la opinión de Daniel, de leer e ir desmenuzando la normativa, pero ya lo he hecho, y lo que buscaba era la opinión de otra persona para saber si coincidíamos en los mismos resultados, por eso pedía el ejemplo. En cuanto a los programas de calculo, ejemplo CYPE, creo que generan demasiadas hipótesis en algunos casos algo absurdas, ya que si tenemos tres hipótesis que generan cargas distintas sobre una misma barra, creo yo que el caso mas desfavorable y el que está mas del lado de la seguridad será la carga mayor. Por este motivo uno se lió un poco.

Para acabar, dar las gracias a las personas que colaboran en esta pagina, ya que sus opiniones son de gran ayuda a las personas que trabajamos en este campo.

Muchas gracias y un saludo.

Teo.

ref. Est-02_25/02/07

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No conozco el CYPE pero las bases o son empotradas o articuladas o como mucho semirrígidas. Ese coeficiente de 0,1 mas bien indica apoyo articulado. Consulta a CYPE.

Daniel Narro Bañares.

Los programas de cálculo hacen lo que tú les dices, ellos por sí mismos no conocen cómo se va a ejecutar la estructura, por lo que el coeficiente de empotramiento lo has de dar tu en función de lo que vas a diseñar y como lo vas a disponer.

Si haces un empotramiento en la base, el coeficiente de empotramiento ha de ser de 1, esto significa que está impedido el giro y por tanto existirá momento en la base del pilar (recomiendo reducirlo un poco, hasta 0,9 por que es improbable crear un empotramiento perfecto). Si materializas una articulación en la base el coeficiente de empotramiento se reduce, lo ideal sería hasta hacerlo cero, pero siempre existe rozamiento que limita un poco el giro libre por lo que con 0,1 ó 0,2 bastaría para que el modelo se ajuste a lo que en realidad se va a disponer.

Notas a tener en cuenta para el diseño: si dibujas la ley de flectores de un pórtico biarticulado y la de un pórtico biempotrado comprenderás que al empotrar el pilar en la base reduces el momento máximo a soportar por lo que el perfil que necesitas es menor, pero sin embargo la cimentación te sale mayor debido a que debe soportar el momento que aparece en la base y que intenta volcarla. Al contrario ocurre con la articulación, la ley marca un mayor momento máximo que en el caso anterior, y por tanto necesitamos más inercia para soportarlo, pero la cimentación solo ha de soportar el axil y el cortante.

Nervy.
 

Hola a todos. Gracias por las respuestas, está claro lo que comentáis, simplemente leí un manual donde eran muy taxativos respecto a que la unión zapata-placa base se comporta como articulación. Cosa que no es así.

Saludos cordiales,

Manuel.

Básicamente en estructuras resolvemos dos problemas:

1. Determinar a qué esfuerzos está siendo sometida cada sección de una estructura.

2. Determinar qué dimensiones garantizan que una estructura soporte con seguridad una serie de solicitaciones.

El primer problema no no interesa casi nunca. El segundo, casi siempre. El truco de casi articular los pilares (casi, porque 0,1 no es 0) nos permite dimensionar pilares en CYPECAD obteniendo un estado de equilibrio en el que los pilares tienen pocas flexiones, ya que en el modelo, el encuentro con la viga apenas trasmite momentos. El nudo real no es tan articulado, y sin embargo, es una solución de equilibrio segura. Al ser la estructura real más «empotrada», necesitará mas rótulas plásticas para llegar al colapso, que las que necesitaría nuestro modelo... Es un artificio de cálculo para no castigar los pilares, un truco, lícito porque queda del lado de la seguridad. Es mucho más peligroso pensar que es empotrado, que al ejecutarlo, el nudo real no lo sea... y sin embargo, ojo con los desplazamientos horizontales, pues en nuestro modelo pueden ser excesivos, como para necesitar un análisis de segundo orden...

ref. Est-02_21/02/07

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Se te ve un poco despistadillo. Supongo que serás estudiante en cuyo caso estas preguntas deberías trasladarlas a tus profesores que para eso están y para eso les pagan.

Es raro que una cercha tipo Pratt no cumpla las limitaciones de flecha y más si como parece no sabes calcular las flechas. Una solución es obviamente aumentar el canto de la cercha y otra es aumentar la sección de los dos cordones horizontales. Para calcular las flechas de cualquier cercha hay dos métodos. El manual (aplicando el teorema de los trabajos virtuales o Teorema de Castigliano) y el matricial que es el que realizan los ordenadores.

Y la última pregunta es mejor que mires tus apuntes y te la contestes tú solo. Pues claro que se puede. Pero ya nadie lo hace salvo si es un ejercicio de clase. Todo el mundo calcula con un ordenador

Daniel Narro Bañares.

Estimado Iván:

Piensa en que una estructura de celosía (o cercha) se asemeja a una viga. Supón una cercha con altura de los cordones constante, y simplemente apoyada en el cordón inferior de los extremos. Para proceder al predimensionamiento puedes determinar el momento máximo en el centro del vano (M=ql²/8), dividir por la distancia entre cordones y ése es el axil (de tracción para el cordón inferior y compresión para el superior) con el que hay que dimensionar la sección. Así pues todas las consideraciones de cálculo de vigas pueden trasladarse al cálculo de celosías. De hecho ciertas comprobaciones (por ejemplo el cálculo de abolladura del alma, o el método de diagonales y tirantes en hormigón) se basan en principios básicos de cálculo de celosías.

Espero que te sirva de ayuda. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Bueno la pregunta era sobre una cercha de 20 m de luz, y 1 m de canto inicial, y no me cumplía a flecha, he aumentado el canto inicial, a 1,5 m y ahora sí me cumple. Es cierto que estoy un poco despistado, soy Ingeniero Técnico, no estudiante, pero todo esto no suelo usarlo, no trabajo en nada relacionado con la construcción.

Quería hacer una nueva consulta, si alguien lo sabe y me puede ayudar se lo agradecería. La cercha tiene como he dicho 1,5 m de canto inicial (montante exterior), 20 m de luz, y una inclinacion del 10%, sé que el par trabaja a compresión, el tirante a tracción, y los montantes a compresión, pero no estoy seguro si todas las diagonales trabajan a tracción.

Gracias a todos, un saludo.

Iván.

ref. Est-01_21/02/07

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Estimado Carlos:

El que aparezcan tracciones en los soportes de las naves industriales cuando el viento succiona la cubierta es perfectamente lógico y posible ya que la estructura y resto de elementos constructivos pesan poco, y la única solución para que la nave no se levante es poner zapatas gordas como contrapeso, no se puede evitar, ojo que esas zapatas deben ir armadas también en su cara superior.

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

Antonio González Sánchez.

Una luz de 50 m ya es una señora luz. Una cosa que puedes hacer es meter 3 arriostrados en cada fachada lateral. Teoricamente trabajan lo mismo y los 3 a la vez. Comprueba que el ordenador te lo hace así. El tiro bajaría en la relación 2/3

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Para contestarte si puedes reducir el tamaño de la zapata en la que acomete la cruz, debería saber si has calculado todos los pilares de la nave con su base empotrada o articulada. Si contestas esto te podría dar una solución más concreta, pues si no hay momentos en la zapata, podrías contar de manera fácil el empuje pasivo del terreno en la cara vertical de la zapata (dudo que el programa que uses lo cuente, si es CYPE seguro que no lo cuenta). Sin embargo, si cuentas el momento que te produce el peso propio de la zapata como momento estabilizante, es lógico que te salgan unas zapatas muy grandes. En estos programas el tamaño de la zapata cuando éste es excesivo depende casi siempre de si has contado el pilar como empotrado o como articulado en la base, incluso te suelen poner armadura superior en la zapata por este motivo.

Vuelve a escribir al foro para comentar si tienes los pilares articulados o empotrados en cimentación.

Un saludo,

Javi Cuevas.

Estimado Carlos (y resto de compañeros del foro):

Para solucionar el problema yo rediseñaría el sistema de arriostrado según uno de los siguientes criterios:

1) Disponer más cuadros de arriostrado de cruces de San Andrés (como comenta Daniel Narro).

2) Disponer perfiles en las cruces que absorben compresiones, por lo que parte del empuje lateral se estaría contrarrestando con diagonales que inducirían en las zapatas reacciones verticales y hacia abajo. Para ello los perfiles idóneos (para no tener que ejecutar soluciones raras en los encuentros) serían UPN con las caras enfrentadas en el encuentro o perfiles TL o XL (con dobles angulares). Recordad que la longitud de pandeo sería igual a la mitad de la diagonal del recuadro de arriostrado en el caso de que haya unión en el centro entre los perfiles que se cruzan en ambas direcciones (pues se considera como punto inmóvil al trabajar un perfil a compresión y el otro a tracción).

3) Quizá para esta nave sea excesivo pero igual es conveniente disponer un pórtico de arriostrado rígido (es la solución que en ocasiones se emplea para puentes grúa).

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Compañeros:

Agradeceros vuestra ayuda. El pilar está empotrado Francisco Javier, pero el problema no es el momento sino la tracción del tirante que tiende a levantarme la zapata. Probaré con las alternativas que me habéis planteado.

Un saludo a los cuatro.

Carlos.

También se puede actuar sobre la pendiente de la cubierta para intentar disminuir la hipótesis de succión del viento que es la que intenta levantar la estructura.

Un saludo:

Nervy.

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

Otra alternativa que se me ocurre es intentar que la triangulación abarque dos pórticos, de manera que la tracción del tirante -cuyo ángulo con la horizontal disminuye- se reduzca considerablemente. No tengo experiencia en naves metálicas y desconozco la dificultad de los problemas constructivos que daría disponer el arriostramiento así.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-01_20/02/07

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No es discutible. Se han venido abajo numerosos elementos por desencofrar anticipadamente.

Un saludo.

J. Manzano.

Hola Jose Ignacio.

El tiempo de desencofrado (art 75 EHE) de un muro depende de factores como la temperatura superficial del hormigón, sobrecargas, etc.

Para tu caso el intervalo puede variar desde 9 hasta 30 h dependiendo de la temperatura superficial del hormigón. Toma esa tabla del citado articulo y echa un ojo. Igual te ayuda.

Un saludo.

Carlos.

ref. Est-02_19/02/07

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Un saludo. No existe tal guía, o no se ha publicado. En su caso, apliquen la interpretación de acciones más desfavorables, para el cálculo.

Un saludo,

J. Manzano.

De acuerdo contigo... Pero la cuestión es que no me parece coherente el aumento de 30 t de estructura sobre 200 t iniciales en función de NBE. O según quien sea hasta 50 t. Digo yo, que algo o alguien deberá unificar criterios. De lo contrario, más que un documento de trabajo con criterio, pasará a ser la ley del Oeste: «Que cada uno pegue el tiro por donde quiera».

Un saludo,

José Sánchez.

Las determinaciones del CTE son mínimas o básicas, y de obligado cumplimiento. Por encima el proyectista o calculista puede incrementarlas si hay motivos para ello. Como ejemplo, cito el caso en que intervine directamente hace unos 15 años en un edificio de antenas para una TV nacional. Se trataba de 24 antenas de 3-4 m de diámetro, orientadas en varias direcciones. Venían de E.E.U.U. y las especificaciones allí indican una velocidad del viento de 250 Km/h para el cálculo. Todos sabemos que tal caso (ciclones y tornados) sería muy improbable aquí, pero así se calcularon los apoyos, y la estructura del edificio de control de antenas. Por demás, cuando la propiedad tira el dinero en grandes decoraciones de mármoles y lunas curvas, por ejemplo, especialmente en edificios representativos, tampoco puede escatimar el costo en seguridad estructural.

Un saludo,

J. Manzano.

ref. Est-01_19/02/07

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

Parece que aún existe una empresa llamada Macsa y dedicada a la ferralla, aunque no tengo ni idea si tiene algo que ver:

 http://212.145.146.11/new_empresas/index.php?module=empresa&id=684

Un saludo.

Coya.

ref. Est-01_17/02/07

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Hola Carmen:

Ante este caso lo que te recomendaría es que acudieras a un técnico (ya sea ingeniero o arquitecto) para que valorara los daños y propusiera medidas de reparación-refuerzo. Los albañiles experimentados en muchas ocasiones nos pueden enseñar cosas a los técnicos, pero en el caso que planteas yo creo que esto lo debería valorar una persona que tuviera capacidad para hacerse responsable de lo que te cuenta.

Ahora, si quieres mi opinión, una carga de 1300 Kg/m² la considero demasiado grande para lo que se calculan normalmente los forjados con sobrecarga de vivienda (300 kg/m²). Supongo que esta sobrecarga se deberá a algún depósito de agua en la cubierta. ¿Es así? Bueno, sin que esto te sirva como peritación, o solución definitiva, te diría que el hecho que de que se observen armaduras en de la viga de por sí no es bueno, aunque existe la posibilidad de que sea un defecto de montaje de las armaduras de la viga. ¿Sabes si las armaduras se veían antes de la colocación de la carga? ¿Las armaduras que ves son de estribos?

Una última apreciación. Tendríamos que saber si las fisuras que observas están en el centro de la viga o más bien muy cerca del apoyo de la viga, porque de ello depende la gravedad del asunto. Si las fisuras son muy acusadas cerca de los apoyos, la patología habría surgido por esfuerzo cortante y el asunto sería grave. Si las fisuras estuvieran en el centro de la viga la patología estaría debida a momento flector positivo y el asunto sería un poco menos grave. Si me dices que hace dos años que colocaste la carga y las fisuras han ido apareciendo progresivamente, lo que te diría es que las fisuras se deben más bien al momento positivo de la viga y por lo tanto sería el caso menos grave de los dos.

Sin más apreciaciones, vuelvo a recomendarte que llames a un técnico para que lo vea, dado que son muchas las variables que intervienen en el asunto y sería mejor que te dejaras aconsejar por alguien competente.

Un saludo.

Francisco Javier Cuevas.

Le agradezco su contestación. Quisiera aclarar un punto que es muy importante, se trata de un trastero de madera el cual tiene 16 m² y pesa1300 kg.

Me gustaría saber si pueda ser aluminosis en las vigas. El piso se construyo en el 1982. Desde luego voy a buscar a alguien entendido en el tema, aunque me cueste discutir con mi marido. ¿Tiene que ser aparejador o arquitecto?

Gracias otra vez.

Carmen.

Hola Carmen:

Con fecha 21/02/2007 se ha hundido una casa en Córdoba, muriendo el matrimonio y un hijo gravemente herido. Acuda inmediatamente a un arquitecto que examine la estructura y compruebe el estado resistente. Si es carbonatación o aluminosis, o cualquier otra causa es cuestión secundaria. No pierda el tiempo. Si le doliese la boca ¿no iría de inmediato a un dentista?

Un saludo.

J. Manzano.

Coincido con el señor Manzano, lo mejor que podrías hacer es dejar de darle vueltas y acudir a un técnico, como ya te dije, y que él valore lo que le pasa a tu forjado, ya sea aluminosis, defecto de construcción o alguna patología por carga excesiva. Podrías acudir a un arquitecto técnico (aparejador) o a un arquitecto, creo que en este caso es indiferente. El trastero, según me comentas no es una carga muy pesada, pero tienes que contar también lo que hay dentro de él. Para saber si es aluminosis habría que hacer análisis del hormigón de la estructura.

Un saludo, y espero que cuando lo arregles, nos puedas comentar la causa de todo esto. No me despido sin volverte a aconsejar, como ya hice, que llames a un técnico para que lo vea, puesto que lo que te podamos aconsejar en este foro es muy difuso comparado con lo que podría hacer un técnico que pudiera observar la patología y hacer pruebas de los materiales existentes.

Un saludo.

Francisco Javier Cuevas.

ref. Est-02_15/02/07

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Hola, Francisco Javier; hola, Ramón; hola a todos:

Tal vez se puedan reducir algo esas cuantías. No indicas si incluyen o no pilares y escaleras.

Un factor fundamental es la regularidad de la estructura, ya que las irregularidades, las luces desequilibradas, los huecos arbitrarios, etc. introducen importantes aumentos. En cualquier caso, si calculas habitualmente reticulares no dudes en mirar en este libro:

Florentino Regalado Tesoro - «Los forjados reticulares: diseño, análisis, construcción y patología». CYPE INGENIEROS, 2003.

Un saludo.

Ante todo gracias por responder a la consulta.

En mi caso, las cuantías que doy por planta son de forjado más escaleras, pero no incluyo pilares. El libro que me comentas ya lo tengo, y me es muy útil, precisamente de ahí saqué la idea de que podría apurar un poco más los forjados que calculo. En el caso que planteaba, y mirando cuantías de las obras que tengo hechas, para plantas sin huecos importantes, luces uniformes y sobrecarga de vivienda, y sin contar pilares, vengo obteniendo unas cuantías de entre 19 y 20 kg/m². Es por eso que me estoy planteando variar algún detalle constructivo que añada bastante peso de acero a la estructura. Y había pensado concretamente en el detalle de ábacos. Yo siempre adopto la misma armadura base para todos los ábacos que para sobrecarga de vivienda es 112c/25 cm superior y 18c/25 cm inferior. Y lo que me planteo es rebajar incluso un grado la armadura superior de los ábacos, calculo que de esta manera podría bajar cerca de un quilo por metro cuadrado, llegando así a los 18 que indica de manera orientativa el libro de Regalado. Pero antes de hacer esto quería consultar a otros calculistas que cantidad de armadura en ábacos suelen poner para vivienda y recuadros de 6 metros. A este respecto y para que podáis contestar con total tranquilidad, os diré que soy perfectamente consciente de las comprobaciones que hay que hacer en un ábaco para ver si aguanta a punzonamiento y que en este sentido no creo que me induzcáis a error. Sólo quería vuestra opinión para saber que armadura base os parece razonable en este caso. También soy consciente de que tampoco viene de un quilo por metro cuadrado, sobre todo si la obra es pequeña, pero como dije, me gustaría depurar este aspecto.

Un saludo,

Francisco Javier.

Hola, Francisco Javier; hola, Ramón; hola a todos:

Un quilo por metro cuadrado es digno de considerar; es, más o menos, lo que cuesta el cálculo. No puedo decir cuanto pongo yo porque nunca calculé reticulares en el estudio, pero se me ocurre que una buena manera de afinar es ir tanteando con diferentes armaduras base. Por cierto que, dado que los nervios están separados por módulos de 80 cm, podría tener interés hacer que el armado de los ábacos estuviese a distancias de 20 cm para coordinarlo mejor con el armado de los nervios. Otro punto que puede ser interesante analizar es el armado base y refuerzo de los nervios.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-01_15/02/07

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

En primer lugar, esa tabla no da cantos mínimos, sino cantos mínimos para no calcular flecha. Son valores orientativos pero demasiado simplificados para que un calculista se los tome al pie de la letra. Si es adecuado poner menos canto se calcula la flecha y ya está. Es más, no sería la primera vez que al calcular la flecha de un elemento que en teoría no debería comprobarse por cumplir el canto mínimo sale mayor que la admisible.

Volviendo al tema, las losas sobre apoyos continuos trabajan en la dirección de la menor luz, por su mayor rigidez. Si la relación de luces es desproporcionada (mayor de 1/2), se comportan casi como elementos unidireccionales. Las losas sobre apoyos aislados no tienen ese comportamiento, ya que deben transmitir siempre en ambas direcciones.

Como ejemplo, supongamos una losa de 2,00 m x 20,00 m apoyada en sus cuatro lados. Es fácil intuir que no tiene el más mínimo problema, ya que se apoyará sobre los dos lados largos. Ahora supongamos esa misma losa sobre cuatro pilares. Tampoco es difícil verla deformada hasta que su centro toque el suelo.

Un saludo,

Coya.
 

ref. Est-02_14/02/07

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Estimado Francisco (y resto de compañeros del foro):

Respondiendo a tu consulta, en primer lugar quisiera realizar una aclaración. Supongo que al decir empotrado no sólo te refieres a los apoyos de la estructura, sino a la unión entre los diferentes elementos que la conforman. Así, la uniones de elementos estructurales se evalúan como rígidas, semirrígidas y flexibles.

Una unión es rígida cuando hay transmisión de momento. En el caso de estructura metálica esto es cuando hay conexión de las alas del perfil (por ejemplo en las uniones de dintel con pilar con placa de testa). Una unión es articulada o flexible cuando no hay transmisión del momento, y se produce la conexión solamente a través del alma (por ejemplo en viguetas simplemente apoyadas). Una unión es semirrígida cuando hay cierta transmisión de momento, pero no la suficiente como para poder ser evaluada como rígida (por ejemplo, en uniones de jácenas con chapa de testa y tornillos que no sobresalen por la parte superior o inferior de las alas).

La evaluación de la rigidez de una unión se realiza mediante los gráficos momento-curvatura, y según la relación se puede considerar de un tipo u otro. Existen programas que además de calcular la rigidez de la unión, emplean ésta para el cálculo global de la estructura (FRAMING, según Eurocódigos) y la obtención de esfuerzos (la matriz de rigidez es modificada con unos coeficientes K que simulan resortes de torsión).

La cuestión principal es cómo evaluar una unión como de un tipo u otro. Generalmente depende de la disposición de los tornillos y de las chapas a unir. Así pues un caso típico es el de las articulaciones en placas de anclaje, que son ejecutadas con pernos en el interior de las alas, que no impidan el giro de la sección. Respecto a la bibliografía, es extensa. El libro «Estructuras de acero», de Ramón Argüelles, aborda la problemática y explica el tema. También el banco de detalles de CYPE es extenso aunque muchas de las uniones son «no recomendadas» (al menos las de acero), por ser no frecuentes y excesivamente costosas. La normativa AISC es la mejor bibliografía que puedes encontrar.

Como comentario final, decir que es muy importante diseñar los planos y los detalles según se ha calculado pues los resultados pueden ser muy dispares al emplear una solución u otra.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola, Francisco López; hola, Ramón; hola a todos:

En hormigón todos los nudos se consideran empotrados. Es habitual suponer una reducción del empotramiento en los pilares extremos de la última planta, con el incremento consiguiente de los flectores del vano y de las flechas.

Un saludo.

ref. Est-01_14/02/07

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Estimado Manuel:

Decir cuál es la mejor elección en términos generales creo que es muy atrevido. Cada caso es particular.

Personalmente, prefiero las viguetas pretensadas y las piezas de entrevigado de mortero. Pero es un gusto personal. Para ampliar criterios, te recomiendo el libro de Luis Felipe Rodríguez Martín Forjados, editado por la Escuela de la Edificación.

Saludos,

Fran Arias.

ref. Est-01_13/02/07

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

Alguna vez eché un número a la armadura de suspensión y sale realmente poco. Supongamos una carga de 9 KN/m² con una franja de carga de 5 m. Salen 45 KN/m, que mayorados con un coeficiente intermedio entre 1,5 y 1,6 son unos 70 KN/m. Considerando B 500 S y por lo tanto una resistencia de cálculo de 435 N/mm² salen 160 mm²/m, es decir, aproximadamente 2ø10 cada metro o algo más que 3ø8 cada metro, con lo que el aumento sobre el estribado normal no es mucho.

Mientras escribo, me pregunto sin embargo si realmente no será más efectiva la barra inclinada, que está situada precisamente frente a la carga puntual de la vigueta. Creo que es una mejor solución constructiva.

Un saludo,

Coya.
 

Hola Coya:

Ante todo quería agradecerte el interés que has mostrado al responder a la consulta. Vista tu respuesta, creo que los dos hemos llegado a la misma conclusión. Yo también creo que el incremento que pueda tener la armadura transversal de la viga será poco, y en todo caso, habría que cuantificarlo y suplementar el estribado de la viga en x mm²/m.

El caso que me ha hecho plantearme esta duda es una losa maciza de unos 1300 Kg por m². Coincido contigo, en que si fuera un forjado de viguetas, quizás por el hecho de tener una puntual cada 70 o 60 cm, tendría mas sentido colocar este refuerzo inclinado. Pero (sea losa maciza o forjado unidireccional) me sigue quedando la duda de por que pondrán los de CYPE este detalle de armadura inclinada, y si aparece en algún otro sitio o si esta armadura está ahí por normativa?

Entre el día que realicé la consulta y el día de hoy he encontrado un ejemplo en la Guía de aplicación de la EHE («Ejemplo 8. Cálculo de un dintel con dos forjados a distinto nivel») en el que no aparece esta armadura inclinada, y no distingue entre tipologías de forjados. Lejos de preocuparme por la colocación o no de esta armadura a efectos resistentes (aún más por la pequeña cuantía que representa en la planta), quería saber si alguno de vosotros la coloca habitualmente o sabía de alguna patología que pudiera surgir por el hecho de no colocarla.

Una vez más,gracias. Un saludo,

Javier.

ref. Est-01_12/02/07

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ref. Est-03_06/02/07

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Podría ser accidental. En algunas ciudades los Ayuntamientos exigen 3.000 kp/m².

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Mario:

En el DB SE-AE sobre Acciones en la Edificación del CTE, en el apartado 4.2 Incendio, indica el criterio de actuación. Se entiende la actuación en la posición más desfavorable. Además, debe comprobarse el efecto de la sobrecarga puntual de 45 kN que indica en el punto 3 del apartado. Sobre el tipo de acción, el propio documento la trata como accidental. Lógicamente, esta acción es independiente de la sobrecarga de tráfico correspondiente.

Saludos,

Fran Arias.

Mario:

Mi nombre es Cecilia, también aprovecho para agradecer y dar mi apoyo a este foro, ya que nos ayuda en nuestra labor diaria y además también nos permite intervenir y ayudar a otros colegas.

Te comento que en el curso sobre CTE que está dictando la ACE, se habló sobre la carga exigida para bomberos como una carga accidental. Existe también la posibilidad de no tener que contar 20KN/m² en toda la planta, sino de definir el recorrido del camión y realizar una alternancia de cargas, es decir que no se habría de aplicar la carga en todo el recorrido conjuntamente sino que se habría de plantear las diferentes situaciones en función de la posición del camión. Leído así suena un poco largo pero realmente es favorable, ya que se reduce la cuantía total del forjado. ¡Espero que te sea de ayuda!

Saludos,

Cecilia.

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

Estoy totalmente de acuerdo en que la carga del camión de bomberos es una acción accidental. Escribo para subrayar el hecho de que sea una carga accidental implica que sólo aparece en las combinaciones de cálculo para situaciones extraordinarias. Por lo tanto los coeficientes de seguridad son menores tanto en las acciones como en los materiales.

Un saludo.

ref. Est-02_06/02/07

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Hola a todos. Hola Juan.

Bueno, me alegro de que te interesara nuestro comentario acerca del texto de Ian McLeod. He de comentarte al respecto que nuestras críticas adolecen de una inevitable subjetividad puesto que son exclusivamente gustos personales los que hacen que publiquemos una u otra referencia.

Aclarado lo anterior, decirte que por ahora sólo podrás encontrar el libro en inglés. Es precisamente la monotonía «plomiza» del mercado del libro sobre estructuras en España, el que nos ha llevado a referenciar libros en inglés que aporten algo de frescura a este panorama.

El libro se puede conseguir mediante pedido a Thomas Telford. Yo prefiero hacerlo a través de mi librería habitual, porque me resulta más cómodo, pero también puedes hacerlo tú mismo o buscarlo en Amazon tal y como comenta el mismo autor en la Web creada a propósito para el libro:

 http://imacleod.com/msa/index.html

Un saludo,

gestodedios, «De Mecánica».

ref. Est-01_06/02/07

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Se puede definir como la distancia libre entre dos elementos resistentes consecutivos, que reciben cargas directamente. Por ejemplo, entre dos muros o entre dos columnas. Se mide de eje a eje y en los libros españoles lo designan generalmente como «luz».

Saludos,

J. Manzano

ref. Est-01_01/02/07

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

Los prontuarios valdrán igual que ahora. Los perfiles no han cambiado. Solo les faltará la clasificación de las secciones y los módulos resistentes plásticos que son aproximadamente los elásticos multiplicados por el factor de forma 1,12. Una página muy interesante es www.accesssteel.com. En ella vienen muchos ejemplos muy interesantes. Uno de los primeros habla de clasificación de secciones "Datos: Tablas de clasificación de secciones para perfiles europeos"

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.