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

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

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

CONSULTAS

Estructuras: EST 5 (Junio 2007-Actualidad) - EST 4 (Agosto 2007-Mayo 2007) - EST 3 (Octubre 2005-Julio 2007) - EST 2 (Enero 2005-Septiembre 2005) - EST 1 (Marzo 2003-Enero2005)

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

 

CONSULTAS-40 (Mayo 2007):
 

- Sobre un muro de piedra (De Tanya) 29/05/07

  Respuesta: De Mike, 09/06/07

  Respuesta: De J. Manzano, 09/06/07

- Sobre la unión entre pilares metálicos y de hormigón (De Rafael Corujo) 28/05/07

  Respuesta: De Ing. Industrial, 29/05/07
  Respuesta: De Nervy, 29/05/07

- Sobre el concepto de mecanismo (De Ignacio Fontan Mencia) 28/05/07

  Respuesta: De Nervy, 29/05/07

  Respuesta: De Ing. Industrial, 29/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 29/05/07

  Respuesta: De Ing. Industrial, 31/05/07
  Respuesta: De Juan Ignacio, 01/06/07

- Sobre la EIA/TIA 222-F y la ANSI/ASCE 10-90 (De Michele Silva) 28/05/07

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre los métodos de los desplazamientos y de las fuerzas (De Víctor Leighton) 28/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

  Respuesta: De Dani Martín, 30/05/07

- Sobre determinantes nulos (De Víctor Leighton) 28/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

- Sobre elementos axisimétricos (De Víctor Leighton) 28/05/07

  Respuesta: De Rubén S., 07/11/07

- Sobre la mejor posición de las juntas en losas aligeradas (De Johann Uriarte) 25/05/07

  Respuesta: De Mike, 09/06/07

- Sobre productos de relleno de juntas (De Manuel) 25/05/07

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el reparto de cargas de las vigas secundarias a las principales (De Erick L.) 24/05/07

  Respuesta: De Nervy, 29/05/07

- Sobre el hormigón sin armar (De Gustavo) 23/05/07

  Respuesta: De Roberto, 26/05/07
  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

- Sobre la sobrecarga de un aparato de almacenamiento de botellas (De Noa Cereijo) 23/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

  Respuesta: De Mike, 14/06/07

- Sobre el momento que aparece bajo el pilar de un apoyo deslizante (De ISM) 22/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 23/05/07

  Respuesta: De Ing. Industrial, 28/05/07
  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

- Sobre un siniestro en un motor y la fatiga o agotamiento de los materiales (De Juan Francisco) 19/05/07

  Respuesta: De Ing. Industrial, 22/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 22/05/07

- Sobre la solución para los nudos de una cubierta con lonas (De Marta) 18/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 22/05/07

- Sobre la justificación de estructuras por experiencia (De Estudiante) 18/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 22/05/07

  Respuesta: De José, 22/05/07
  Respuesta: De Ing. Industrial, 23/05/07

- Sobre losas aligeradas in situ (De Ana S. S.) 17/05/07

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre la alternancia de cargas (De Francisco) 17/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 30/05/07

- Sobre los estribos que se doblan en cabeza y base de los soportes (De Paqui) 17/05/07

  Respuesta: De Coya, 20/05/07

- Sobre cómo reducir el espesor de una placa de anclaje de un pilar metálico (De Leo Villar) 17/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/05/07
  Respuesta: De Quijotecolorao, 20/05/07
  Agradecimientos y aclaraciones: De Leo Villar, 21/05/07

- Sobre la consideración de la humedad relativa y la temperatura en la deformación del hormigón (De José Osio) 17/05/07

  Respuesta: De Coya, 20/05/07
  Agradecimientos: De José Osio, 22/05/07

- Sobre cómo colgar una tubería de un puente (De Patri) 16/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 25/05/07
  Respuesta: De Ing. Industrial, 31/05/07
  Respuesta: De Julio Chavez, 20/07/07

- Sobre el pandeo de columnas de sección variable (De Ramiro Álvarez) 16/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 20/05/07

- Sobre la nueva EAE y las distancias mínimas entre tornillos (De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría) 15/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/05/07

- Sobre la sobrecarga que puede soportar una vivienda (De Juan Luis) 15/05/07

  Respuesta: De Coya, 16/05/07

  Respuesta: De Ing., 17/05/07

- Sobre el mortero más adecuado para apoyar un perfil metálico (De Emilio) 15/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/05/07

- Sobre la longitud de negativos en forjados unidireccionales (De Juan Luis) 14/05/07

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 15/05/07
  Agradecimientos y aclaraciones: De Juan Luis, 15/05/07

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 16/05/07
  Agradecimientos y aclaraciones: De Juan Luis, 15/05/07
  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 21/05/07

- Información acerca del acero corrugado (De Tono) 13/05/07

  Respuesta: De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría, 15/05/07

- Sobre el comportamiento del acero a bajas temperaturas (De Samuel) 11/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 14/05/07

  Respuesta: De Carlos A., 17/05/07

  Respuesta: De Ricardo Vacas Ripalda, 17/05/07

- Sobre la combinación de cargas que produce esfuerzos máximos (De Percy Flores) 09/05/07

  Respuesta: De Juan Ignacio, 31/05/07

- Sobre la clasificación de secciones metálicas (De Juanmi) 08/05/07

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre el cálculo de ménsulas cortas (De Ramiro) 07/05/07

  Respuesta: De Francisco Javier Cuevas, 13/05/07

- Sobre el cálculo de un pilar metálico compuesto de sección variable (De Kepa Arnal) 07/05/07

  Respuesta: De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría, 10/05/07

  Respuesta: De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría, 15/05/07

- ¿Qué es una viga embrochalada? (De María) 07/05/07

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 07/05/07
  Respuesta: De Carlos, 10/05/07
 
Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 07/05/07
  Respuesta: De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría, 14/05/07

- Unas observaciones de D. Álvaro García Meseguer al diagrama de cálculo del hormigón utilizado en el borrador de la nueva EHE-07 (De «De Mecánica») 06/05/07

  Comentarios: De J. Manzano, 07/05/07

  Comentarios: De Coya, 08/05/07
  Comentarios: De «De Mecánica», 19/05/07

- Sobre el cálculo de pilares a flexión esviada (De Yelier) 04/05/07

  Respuesta: De Mike, 09/06/07

- Sobre un piso afectado por aluminosis (De Carlos Rodríguez) 04/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 08/05/07
  Respuesta: De Satur, 12/05/07

- Sobre las cargas que actúan sobre las estructuras (De Luisa Fernanda) 04/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 07/05/07

  Respuesta: De Mike, 09/06/07

- Sobre un pilar que cambia de posición respecto a la junta (De Isabel María) 03/05/07

  Respuesta: De Nervy, 04/05/07

  Respuesta: De Coya, 04/05/07
  Respuesta: De Satur, 12/05/07

- Sobre cómo conseguir la AISC 2005 (De Ángel) 03/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 08/05/07

- Sobre el método de Caquot (De Rogerio Zeni) 03/05/07

  Respuesta: De J. Manzano, 04/05/07

  Agradecimientos y aclaraciones: De Rogerio Zeni, 08/05/07

- Sobre las razones por las que disponer juntas de dilatación (De Joel) 03/05/07

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre la estructura adecuada para un Proyecto Fin de Carrera (De María) 02/05/07

  Respuesta: De Coya, 03/05/07
  Agradecimientos y aclaraciones: De María, 10/05/07
  Respuesta: De Satur, 12/05/07

  Respuesta: De Carlos, 15/05/07

  Agradecimientos y nueva consulta: De María, 23/05/07

  Respuesta: De Manuel, 02/06/07

- Sobre el cálculo de soldaduras para una cercha (De Pablo) 02/05/07

  Respuesta: De Coya, 03/05/07

- Sobre el cálculo de una nueva planta en una vivienda (De Carlos) 01/05/07

  Respuesta: De Coya, 03/05/07

- Sobre el arranque de perfiles metálicos desde zapatas (De Jorge) 01/05/07

  Respuesta: De José L. Rodríguez Vega, 02/05/07

 

"El hormigón en zapatillas". Homenaje al profesor D. Álvaro García Meseguer

CONSULTAS ESTRUCTURAS - 40    (MAYO 2007)

ref. Est-01_29/05/07

SOBRE UN MURO DE PIEDRA                

(De Tanya)  29/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Qué posibles soluciones me podrían dar acerca de reforzar un muro hecho de piedra y arena con una antigüedad de 100 años, con la intención de levantarlo un metro para apoyar sobre el nuevo tejado?

 

Gracias,

Tanya.

 

 

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

 

 

Respuesta

(De Mike)  09/06/07 - España

 

Hay dos posibles soluciones dependiendo del problema:

1.- Si el relleno es solo de «arena», sin mortero alguno, se debería rigidizar, normalmente atravesando unas armaduras 12 en cuadricula de 20x20 cm y construir un muro de hormigón o mortero en cada lado.

La solución mas económica es un gunitado con un a armadura # 8 15x15 cm.

2.- Si el muro esta recibido con algún tipo de conglomerante normalmente puede levantarse una planta más sin problemas.

Es mas peligroso el tema de la tension en el terreno, se deberia realizar algun ensayo del terreno.

 

Un saludo,

Mike.

 

 

Respuesta

(De J. Manzano)  09/06/07 - España

 

Parece que ese muro es intrínsecamente inestable, o en otras palabras, el mortero que trabó la piedra en su día está muerto, por lo que no resistiría empujes.

No obstante si encuentras algún arquitecto o ingeniero capaz de firmar un proyecto utilizando muro, bienvenido sea.

 

J. Manzano.

 

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ref. Est-06_28/05/07

SOBRE LA UNIÓN ENTRE PILARES METÁLICOS Y DE HORMIGÓN               

(De Rafael Corujo)  28/05/07 - España

 

Hola a todos:

Tengo que realizar varias naves industriales adosadas. Los pilares son de hormigón y los pórticos para las cubiertas ligeras son metálicos. Deseo saber cual debe ser la mejor forma de anclar el perfil metálico al pilar de hormigón y que debo considerar.

 

Gracias

Rafael Corujo.

 

 

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Respuesta

(De Ing. Industrial)  29/05/07 - España

 

Hola Rafael,

Tienes unos cuantos detalles de ese tipo en la biblioteca de CYPE. Como, por ejemplo, una placa de anclaje con pernos, etc.

 

Un saludo,

Ing. Industrial.

 

 

Respuesta

(De Nervy)  29/05/07 - España

 

Ninguna forma es mejor que la otra sin conocer todos los datos para poder tomar una decisión, hay que tener en cuenta otros factores a parte del económico, aunque este prima ante los demás, excepto ante la funcionalidad de la estructura. Pero creo que no te equivocarás si materializas un apoyo articulado en uno de los pilares, y el otro móvil, ya que minimizarás las cargas a soportar por los pilares de hormigón y por la cimentación al no transmitirles esfuerzos flexión, además de saber con toda exactitud como se comportará la estructura ya que es isostática.

Con respecto al diseño de la estructura metálica en sí, cabe decir que las cerchas ya no se utilizan debido a la cantidad de mano de obra a emplear, por lo que se suelen colocar dos semidinteles, o uno solo si el diseño lo permite.

 

Nervy.

 

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ref. Est-05_28/05/07

SOBRE EL CONCEPTO DEL MECANISMO                

(De Ignacio Fontan Mencia)  28/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Que quiere decir que una estructura es un mecanismo?

 

Muchas gracias,

Ignacio Fontan.

 

 

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Respuesta

(De Nervy)  29/05/07 - España

 

Que en el conjunto de la misma existen grados de libertad sin coartar (anular), que ante fuerzas aplicadas a la misma provocarían grandes desplazamientos.

 

Nervy.

 

 

Respuesta

(De Ing. Industrial)  29/05/07 - España

 

Hola Ignacio,

En palabras que se entiendan, que se cae. No tiene las coacciones en los nudos suficientes para mantener el equilibrio.

 

Un saludo,

Ing. Industrial.

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  29/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Yo creo que es más acertada la definición de la primera respuesta, porque un mecanismo no tiene por qué caerse si no actúa ninguna acción exterior.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

 

Respuesta

(De Ing. Industrial)  31/05/07 - España

 

Hola Juan Ignacio,

Tal vez tengas razón, pero cuando se pregunta algo tan evidente la respuesta mejor es esa «se cae». ¿Por qué?, porque si es un estudiante debe saber las consecuencias que puede llegar a tener la estructura. Por ejemplo, el mecanismo es cuando una barra no está vinculada correctamente en sus extremos como por ejemplo una ménsula que en el arranque está articulada y no empotrada. Aunque esto es un plagio, yo creo que la respuesta inmediata es «se cae» (es evidente). Claro que si no actúan fuerzas exteriores a lo mejor no se cae (lo cual sería también inaceptable), o sí se cae. Pero mira, yo pienso que una estructura estática se diseña para que más o menos esté quieta, si no lo está la seguridad peligra y a mi personalmente no me convence.

 

Sin ánimo de entrar en polémica un saludo.

Ing Industrial.

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  01/06/07 - España

 

Hola Ing. Industrial, hola a todos.

Tú también tienes razón. Me refería a la 2ª Ley de Newton o ecuación fundamental de la mecánica clásica:

F=m·a

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-04_28/05/07

SOBRE LA EIA/TIA 222-F Y LA ANSI/ASCE 10-90                

(De Michele Silva)  28/05/07 - Venezuela

Normativa: EIA/TIA 222-F - ANSI/ASCE 10-90

 

Estimados colegas. Les escribo para que me puedan orientar en lo siguiente:

El cálculo de la resistencia de perfiles angulares de acero basado en las normas EIA/TIA 222-F «STRUCTURAL STANDARDS FOR STEEL ANTENNA TOWER AND ANTENNA SUPPORTING STRUCTURES» y la ANSI/ASCE 10-90 «DESIGN OF LATTICED STEEL TRANSMISSION STRUCTURES» se basan en el método de Diseño con Factores de Carga y Resistencia (LRFD) o por el método de Diseño por Esfuerzos Admisibles (ASD)?

Esto lo pregunto porque tengo la duda si debo obtener mis hipótesis de carga mayorando las cargas o conservándolas en estado de servicio...

 

Muchas gracias,

Michele Silva.

 

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-03_28/05/07

SOBRE LOS MÉTODOS DE LOS DESPLAZAMIENTOS Y DE LAS FUERZAS                 

(De Víctor Leighton)  28/05/07 - Chile

 

Hola a todos:

¿Cuál es la principal diferencia entre el método de los desplazamientos y el método de las fuerzas, en la resolución de estructuras hiperestáticas?

 

Gracias.

Víctor Leighton.

 

 

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Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

La diferencia es que en un caso las incógnitas del sistema de ecuaciones del modelo matemático de cálculo son los desplazamientos (método de rigidez) y en el otro los esfuerzos (método de flexibilidad).

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

 

 

Respuesta

(De Dani Martín)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

En el método de los desplazamientos las incógnitas del problema son los desplazamientos de los nudos (o giros), mientras que en el de las fuerzas son precisamente fuerzas (reacciones o esfuerzos interiores).

 

Un saludo,

Dani Madrid.

 

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ref. Est-01_28/05/07

SOBRE DETERMINANTES NULOS                   

(De Víctor Leighton)  28/05/07 - Chile

 

Hola a todos:

¿Qué significado físico tiene el que el determinante de la matriz de rigidez de un elemento viga (2 grados de libertad por nodo) sea cero?

 

Gracias.

Víctor Leighton.

 

 

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Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Pues que es un modelo isostático, que no hay incógnitas hiperestáticas, y que con las condiciones de equilibrio de la mecánica clásica es suficiente para determinar las reacciones exteriores.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-01_28/05/07

SOBRE ELEMENTOS AXISIMÉTRICOS                      

(De Víctor Leighton)  28/05/07 - Chile

 

Hola a todos:

¿Qué es un elemento axisimétrico y cuáles son sus principales características y empleos?

 

Gracias.

Víctor Leighton.

 

 

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Respuesta

(De Rubén S.)  07/11/07 - España

 

Axisimétrico significa que la pieza posee simetría respecto de los ejes principales. Una de las principales caracteristicas es que en cierto modo se garantiza cierta homogeneidad en lo que a comportamiento estructural se refiere. Por ejemplo, los pilares en edificación son siempre axisimetricos con sección cuadrada, rectangular o circular y no con una seccion irregular que rompa la «axisimetria».

 

Ruben S.

Ingeniero Industrial

 

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ref. Est-02_25/05/07

SOBRE LA MEJOR POSICIÓN DE JUNTAS EN LOSAS ALIGERADAS                      

(De Johann Uriarte)  25/05/07 - Perú

 

Hola a todos:

No sé dónde encontrar información sobre juntas en las losas aligeradas para una mayor rapidez en procesos constructivos, es decir, puntos estratégicos donde se puedan hacer esas juntas sin afectar al funcionamiento de las losas. 

 

Gracias.

Johann.

 

 

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Respuesta

(De Mike)  09/06/07 - España

 

Las juntas de construcción se deben hacer entre 1/3 y 1/5 de la longitud del vano. La razón es que es este punto los momentos flectores son reducidos, próximos al nulo, en vigas continuas y los cortantes no son elevados.

 

Un saludo,

Mike.

 

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ref. Est-01_25/05/07

SOBRE PRODUCTOS DE RELLENO DE JUNTAS                      

(De Manuel)  25/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Podéis informarme donde encontrar fabricantes para «tapar» juntas de hormigonado de unos 15 cm de apertura de la forma más «estética» posible?

 

Saludos cordiales.

Manuel

 

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_24/05/07

SOBRE EL REPARTO DE CARGAS DE LAS VIGAS SECUNDARIAS A LAS PRINCIPALES                      

(De Erick L.)  24/05/07 - España

 

Hola a todos:

En un entrepiso (tableros de 7 x 9 m) que consiste de un sistema de vigas maestras (en los perímetros) y vigas secundarias necesito saber cómo calcular la carga que transmiten las vigas secundarias a la viga maestra.

 

Gracias,

Erick.

 

 

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Respuesta

(De Nervy)  29/05/07 - España

 

Suponiendo que se trata de un forjado unidireccional, debes averiguar lo siguiente:

El peso propio de los elementos que forman el entrepaño (viguetas, bovedillas y capa de compresión), a esto se le llama Peso Propio (PP). El peso de los materiales de cubrición de suelo y techo (cama de arenas, solería, mortero autonivelante, tarima o lo que lleve), a esto se le llama Carga Muerta (CM). La Sobre Carga de Uso (SCU) y tabiquería que te indica la normativa en vigor según el uso del edificio. Cuando tengas todo esto mayoras cada parte con el coeficiente que te indica la norma en vigor, y obtienes la carga mayorada por unidad de superficie, normalmente kg/m2. Esta carga la multiplicas por la distancia entre ejes de viguetas y obtienes una carga lineal (kg/m) que es la que reciben las vigas de carga, además de la debida a los cerramientos de fachada o desembarcos y arranques de escaleras, u otro elementos puntuales que halla que tener en cuenta, tales como máquinas pesadas, etc.

 

Nervy.

 

 

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ref. Est-02_23/05/07

SOBRE EL HORMIGÓN SIN ARMAR                      

(De Gustavo)  23/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Qué pasaría si el hormigón no tuviera barras de acero?

 

Gracias,

Gustavo.

 

 

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Respuesta

(De Roberto)  26/05/07 - España

 

Gustavo,

El hormigón en masa no tiene apenas resistencia a tracción (del orden de 200 veces menos que el acero) y se fisura rápidamente. El acero se coloca precisamente y principalmente para absorber esas posibles tracciones que pueden sufrir las piezas de hormigón cuando están sometidas a determinados esfuerzos. De hecho, normalmente se desprecia la aportación del hormigón a tracción.

A modo de ejemplo, imagínate una viga de hormigón en masa sometida a una fuerza puntual. La viga se agota en cuanto las fibras inferiores alcanzan la tensión de rotura a tracción, a pesar de que las fibras superiores aún pueden aguantar mucho más, debido a que se crea una fisura que se propaga rápidamente por dicha sección, rompiendo la pieza bruscamente sin previo aviso.

 

Espero haberte servido de ayuda,

Roberto.

 

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Yo diría que depende del estado tensional que se le induzca.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-01_23/05/07

SOBRE LA SOBRECARGA DE UN APARATO DE ALMACENAMIENTO DE BOTELLAS                      

(De Noa Cereijo)  23/05/07 - España

 

Hola a todos:

Soy un particular y quiero colocar en mi casa un aparato para almacenamiento de botellas de vino. El aparato tiene una capacidad máxima de 400 botellas (750 Kg) y su base es de 1,4 x 0,8 m, es decir, 670kg/m2 y quería saber si el forjado soportaría una sobrecarga de este tipo. El edificio es del año 1959, y el piso es una 6ª planta. Supongo que el forjado es unidireccional, y el aparato iría colocado en parte sobre una de las vigas intermedias del edificio, por lo que supongo también que la carga soportada en este punto podría ser mayor.

Otra cosa que me preocupa es el suelo, es de plaqueta de gres y como el aparato tiene cuatro patas no sé si la carga podría afectar a las plaquetas haciendo que se rompan.

 

Muchas gracias de antemano y espero vuestro respuesta.

Noa Cereijo.

 

 

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Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Yo consultaría los planos de estructura del proyecto de edificación, para saber la sobrecarga de uso que se consideró en el dimensionamiento del forjado. Y después, con tanto vino, organizaría una cata popular.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

 

Respuesta

(De Mike)  14/06/07 - España

 

Saludos a todos.

La carga que añades es de: 750 /(1,4* 0,8)= 670 kg/m2. La casa puede estar calculada para una sobrecarga de 150 kg/m2. En aquellos tiempos se distinguía entre las casas de los ricos (200 kg/m2) y las restantes (150 kg/m2). Una bañera de 2* 0,7 m llena de agua (40 cm) y con una persona pesa unos 600 kg y da una carga uniforme de 400 kg/m2. La carga de una librería de 2 m de altura y 50 cm de fondo, llena al 60 % es de 660 kg/m2.

Mi opinión es que puedes poner el armario, sin embargo, deberias disponer unos tacos de madera dura o una chapa de cierto espesor, en aquellos años se construía sin capa de compresión.

 

Saludos,

Mike.

 

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ref. Est-01_22/05/07

SOBRE EL MOMENTO QUE APARECE BAJO EL PILAR DE UN APOYO DESLIZANTE                      

(De ISM)  22/05/07 - España

 

Pregunta para los expertos en estructuras:

Tenemos un pórtico de estructura metálica (IPE). Uno de los apoyos de los dinteles es empotrado con cartelas, lo normal. Pero el apoyo del otro dintel en el pilar, se ha diseñado como deslizante según el plano del pórtico. Se supone que para que el dintel no trasmita fuerzas horizontales al pilar y, por lo tanto, tampoco momentos al apoyo. Únicamente el pilar absorbería en principio las fuerzas horizontales correspondientes a la hipótesis de viento lateral. Los resultados de las envolventes del programa (CYPE) dan lógicamente en el nudo del apoyo deslizante reacciones en «X» y en «Y» nulas y una reacción vertical de en «Z» de 30 t. Lo raro es que en la barra del pilar da un momento My de 18 t.m, se supone en la base.

A mí me parece una barbaridad para una separación de porticos de 8 m y altura de ese lado de 3,5 m. No sé hasta que punto, si la reacción Rz en el apoyo deslizante es de 30 t, ese apoyo no transmitiría realmente fuerzas horizontales (solo por el rozamiento entre el acero parece que precisamente deslizante no sería).

¿Qué opináis los expertos? ¿Se podría considerar el pilar con apoyo deslizante del dintel, como empotrado en la base y libre en cabeza frente a fuerzas horizontales (viento)? ¿Ese apoyo transmite realmente momentos aunque el programa da reacciones RX y RY cero? ¿Os parece correcto el diseño? El apoyo transmite cargas verticales al pilar, ¿se supone que el proyectista lo habrá diseñado así para no transmitir momentos del dintel (cubierta) al apoyo del pilar sobre el muro?

 

Muchas gracias,

ISM.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  23/05/07 - España

 

Esta consulta la he visto en otros foros y por lo visto no te han convencido las respuestas.

En primer lugar una reacción de 30 t en un pórtico de una nave industrial parece mucho. ¿Qué luz tiene el pórtico?

La transmisión de esfuerzos por rozamiento no creo que la pueda modelizar el CYPE y en todo caso es muy aleatorio ¿Qué coeficiente de rozamiento es el correcto? y ¿cómo modelizas esa unión en la realidad?

Si no quieres momento en la base de ese pilar lo que tienes que hacer es articularlo en la base (cimiento) y en la cabeza (pilar dintel). El pilar es una biela que solo trabaja a compresión en la dirección vertical y no tendrás ni momento flector ni esfuerzo horizontal en los cimientos. Solo carga vertical. Si se considera el viento sobre ese pilar tendrás además una reacción horizontal que sería la fuerza del viento sobre el pilar dividido por dos.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Ing. Industrial)  28/05/07 - España

 

Hola Arturo,

Claramente la opción adecuada, pudiendo elegir, es zapatas centradas, por su propio nombre la carga está centrada y no necesitas ningún elemento auxiliar para compensar las excentricidades que te ocasionan las zapatas excéntricas. Una zapata de medianera necesita (por norma general) una viga centradora para compensar el vuelco que se produce, o hacerla grande (suele ser bastante grande). Si es de esquina dos vigas centradoras.

Yo si puedo elegir las prefiero centradas.

 

Un saludo,

Ing. Industrial.

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Yo creo que deberías revisar los datos que has introducido en el programa de cálculo, sobre todo las coacciones exteriores en los nudos. Haz una prueba: elimina las acciones horizontales y comprueba si sigue apareciendo ese momento en la base del pilar.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-01_19/05/07

SOBRE UN SINIESTRO EN UN MOTOR Y LA FATIGA O EL AGOTAMIENTO DE LOS MATERIALES                              

(De Juan Francisco)  19/05/07 - España

 

Estimados, necesito hacerles una consulta sobre la fatiga-agotamiento de materiales:

- Favor, si me pueden indicar si fatiga y agotamiento de materiales son el mismo fenómeno o no y por qué.

- Tengo un caso de seguros (siniestro) y el texto de la póliza dice textualmente, se excluye: «Desgaste paulatino de materiales o de pieza de una máquina resultante de su uso o del deterioro normal». La pregunta es ¿este concepto corresponde a fatiga o agotamiento o solo fatiga o solo agotamiento o ninguna de las dos? Como antecedente debo indicar que los análisis de las piezas (pernos del motor de un generador) en un laboratorio especializado determinaron que los daños son a causa de fatiga, pero no estoy seguro si el concepto de fatiga recae en la exclusión que está en la póliza.

- La última pregunta es que en los estudios químicos de las piezas se determinó que uno de los pernos (el que se fracturó primero) tiene propiedades distintas, inferiores que los demás pernos del motor del generador, lo que hace presumir que son de distinto lote de fabricación. Este hecho podría haber causado que el perno se fatigue (por el hecho de tener un defecto de fabricación, a pesar de que tenía 31.000 horas de uso cuando se fracturó), o simplemente no tiene relación y las horas de uso hacen que el perno se fatigue por el esfuerzo paulatino al que está expuesto, en cuyo caso la causa del siniestro es fatiga del material del perno y no defecto del material del perno.

 

Espero sus prontas noticias y disculpen la ignorancia, pero no tengo conocimientos en este campo. Gracias,

Juan Francisco.

 

 

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Respuesta

(De Ing. Industrial)  22/05/07 - España

 

Hola Juan Francisco:

Respecto a tu consulta decirte que fatiga y agotamiento de los materiales no es el mismo fenómeno.

Me explico, en este caso el agotamiento del material se ha producido por el esfuerzo de fatiga, que es un esfuerzo repetitivo. Para que me entiendas el agotamiento se podía haber producido por otro esfuerzo (por ejemplo, flexión, etc). En este caso, como en todos los que ocurren en máquinas el fallo se ha producido por una combinación de acciones del las que la fatiga ha sido concluyente.

Lo que tienes que ver son algunas cosas, según cuentas el perno no tenía las mismas características de los demás, hay que ver que tenga el tratamiento correspondiente (térmico o termoquímico); por ejemplo, a las piezas de este tipo se las suele templar y luego recocer, para que la parte exterior sea dura (y se desgaste poco) y la parte interior sea tenaz (para que aguante los esfuerzos y no se rompa). Por otra parte, hay que ver el diseño (muy importante en diseño a fatiga, que no tenga cambios de sección brusca, etc.) y por último el cálculo (se debe haber calculado para una serie de ciclos, horas de funcionamiento, etc.) Claro que el desgaste es importante pero no debe romper nada antes de los ciclos para los que esté diseñada la pieza. Lo único que te excluiría la garantía sería, mal mantenimiento, mal uso, que te hayas pasado los ciclos - horas de funcionamiento, etc.

 

Un saludo, espero que te haya servido de algo

Ing. Industrial.

 

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  22/05/07 - España

 

Hola Juan Francisco. Tienes un buen marrón, ja, ja.

Según tengo entendido los pernos que se usan en los aerogenradores son tornillos pretensados de alta resistencia. La variación de las tensiones de los pernos es mínima y por eso el fenómeno de fatiga es pequeño o nulo. Por eso se emplean. Es decir, que en mi humilde opinión y sin saber más datos la rotura aparecería en el tornillo defectuoso y una vez iniciada la rotura... pues vaya usted a saber como continúa.

¿El seguro cubre defectos de fabricación? Supongo que sí. Si no, ¿para que están los seguros?

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_18/05/07

SOBRE LA SOLUCIÓN PARA LOS NUDOS DE UNA CUBIERTA CON LONAS                              

(De Marta)  18/05/07 - España

 

Hola a todos:

Estoy trabajando en una estructura compuesta por 10 pórticos de aluminio a un agua. No soporta apenas cargas, salvo su peso propio que es poco, pero la cubierta está compuesta por lonas que reciben grandes golpes de viento.

Mi pregunta es:

¿Los pórticos deberían ser con nudos rígidos, o por el contrario sería mas favorable que los nudos permitieran la deformación (por ejemplo, muelles) para disipar la energía?

 

Gracias,

Marta.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  22/05/07 - España

 

He visto estructuras de pórticos de aluminio a un agua que soportan lonas. Las uniones dintel-pilar las hacen articuladas pero... le colocan unas diagonales a modo de cartabones que hacen el nudo rígido. Las bases de los pilares suelen ser articuladas para que las aciones sobre los cimientos sean pequeñas. Y sobre todo, llevan cruces de San Andrés en cubierta y fachadas que estabilizan todo el conjunto de la estructura.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_18/05/07

SOBRE LA JUSTIFICACIÓN DE ESTRUCTURAS POR EXPERIENCIA                              

(De Estudiante)  18/05/07 - España

 

Hola a todos:

Me gustaría saber si para una estructura metálica soporte de máquinas o del tipo que sea de ingeniería civil, es exigible tener un cálculo justificativo de la misma o se puede decir que por la experiencia de otras estructuras similares  que están funcionando (sin tener cálculo de ellas), la estructura es válida.

Yo pienso que las normas vigentes exigen el cálculo en cualquier caso y de cualquier estructura.

 

Gracias por las aclaraciones o aportaciones.

Estudiante.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  22/05/07 - España

 

Yo creo que... depende (contestación a la gallega): si la estructura soporte forma parte de un edificio sí que sería necesario justificar legalmente los cálculos. Si es la bancada de una máquina creo que no sería necesaria ninguna justificación a efectos legales... Mientras no haya ninguna avería y posterior reclamación.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De José)  22/05/07 - España

 

Hombre, pues por experiencia sí que se hacen muchas cosas, pero siempre que esa «experiencia» este basada en algo reconocido, estudiado y comprobado. Algo deberías pedir... porque por «experiencia» también he visto como se caen las cosas.

Si no estas seguro de lo que haces, por lo menos ten alguna justificación, cúbrete las espaldas, y la dichosa frase de la experiencia comenta que la dejen para cuando estén de copas o así.

 

Un saludo,

José.

 

 

Respuesta

(De Ing. Industrial)  23/05/07 - España

 

Hola Estudiante:

Si por experiencia haces una estructura igual a otras y la primera la calculaste tú o alguien de confianza, puede pasar (pero deben de ser iguales). La más mínima diferencia se debería calcular.

Yo en mi caso si no sé lo que hago no quedo tranquilo. Además muchas estructuras existentes que soportan máquinas si se hacen por experiencia y por imitación de los años 60, puede ser que estén mal o no cumplan normativa actual (cuidado con eso). Que estén mal no quiero decir que se vayan a caer (que puede) sino que no cumplen las cargas de diseño en periodo elástico o plástico.

De todas formas si es industria cuidado que pueden llegar a las cargas de diseño e incluso superarlas (con probabilidad alta). Cuando se acude a la experiencia debe de ser con mucha prudencia. Y cuidado que hoy día por asemejar cosas (entre otras) se siguen haciendo cosas mal aunque nos parezca que no.

 

Un saludo,

Ing. Industrial.

 

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ref. Est-05_17/05/07

SOBRE LOSAS ALIGERADAS EJECUTADAS IN SITU                              

(De Ana S. S.)  17/05/07 - España

 

Hola a todos:

Necesito información sobre losas aligeradas ejecutadas in situ, para cubrir luces de 9-10 m. Solo encuentro datos de placas alveolares o losas mixtas.

 

Gracias,

Ana S. S.

 

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-04_17/05/07

SOBRE LA ALTERNANCIA DE CARGAS                              

(De Francisco)  17/05/07 - España

 

Hola a todos:

Tengo una duda y necesito una explicación sobre el tema de alternancia de sobrecargas.

Supongamos un forjado bidireccional con pilares distribuidos en una reticula 4 x 4 m. ¿Por qué podría ser más desfavorable el caso de alternar la sobrecarga en «damero» que el caso de no alternarla.

 

Muchas gracias a todos,

Francisco.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/05/07 - España

 

Yo probaría los dos casos y compararía. No creo que tenga mas complicación.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  30/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Porque eso influye en el esfuerzo que quieres evaluar para tener en cuenta en la comprobación. Que si el máximo momento positivo o negativo, que si el cortante concomitante... etc.

Imagínate una viga continua de tres vanos. El momento positivo en el centro del vano central y valga la redundancia, es diferente si se carga el primer y tercer vano que si se cargan los tres o sólo el central.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-03_17/05/07

SOBRE LOS ESTRIBOS QUE SE DOBLAN EN LA BASE Y CABEZA DE LOS SOPORTES                              

(De Paqui)  17/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Qué pasa si en los pilares de una planta no se doblan los estribos en los pies y las cabezas de estos? Sé que se ponen por el cortante según la norma sismorresistente pero ¿son obligatorios?

En caso de que lo sean, si los pilares ya están hormigonados, ¿que solución tienen? ¿cómo reforzarlos?

 

Muchas gracias a todos,

Paqui.

 

 

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Respuesta

(De Coya)  20/05/07 - España

 

Hola Paqui; hola, Ramón; hola a todos:

No entiendo qué significa que se doblen los estribos.

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-02_17/05/07

SOBRE CÓMO REDUCIR EL ESPESOR DE UNA PLACA DE ANCLAJE DE UN PILAR METÁLICO                              

(De Leo Villar)  17/05/07 - España

 

Hola Ramón, hola a todos. La estructura metálica no es mi fuerte, por lo que pido ayuda y comprensión para mi pregunta.

Tengo un pilar metálico formado por 4 perfiles angulares (L), unidos mediante celosía (el lado del cuadrado que forman en planta es de 1 m). El problema está en que tengo cargas muy fuertes (N = 28 t y M = 110 m.t); la placa de anclaje, por razones geométricas de la obra, tiene 1,30 m de lado (es cuadrada). He puesto cartelas a 15 cm del borde (prolongación de los lados de los angulares, o pegadas a ellos), pero ¿cómo puedo poner rigidizadores intermedios, para reducir el espesor de la placa?

 

Muchas gracias a todos,

Leo Villar.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/05/07 - España

 

Un momento tan grande produce tracciones muy fuertes en los anclajes y por tanto la placa de anclaje saldrá de un espesor grande. Si solo es una unidad ¿para qué estudiar la disminución de espesor? Yo me concentraría más en estudiar la transmisión de esfuerzos de los angulares a la placa rigidizadores y anclajes.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Quijotecolorao)  20/05/07 - España

 

Leo, ¿cómo has calculado la abolladura de la placa?

 

Saludos,

Quijote.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Leo Villar)  21/05/07 - España

 

Hola de nuevo, y gracias a Daniel y Quijote por la atención prestada.

Lo que he hecho es cerrar la sección en la base: el principal problema que tenía era que no podía poner rigidizadores en el centro del cuadrado de 1 m de lado. He puesto cartelas cerrando la base y las he prolongado hasta los bordes de la placa. Así he puesto también cartelas intermedias perpendiculares a los rigidizadores que cierran el cuadrado, que conectan bien con el resto de la estructura.

La placa la he calculado siguiendo los pasos del 2º tomo «Argüelles»; con las dimensiones que tenía me salía una placa de unos 10 cm de espesor. De esta forma se queda en unos 4 cm. Como tengo 10 pilares, interesaba bastante economizar la placa un poco. De todas formas desconozco si es viable una placa de 10 cm.

 

Bueno, gracias y hasta otra.

Leo Villar.

 

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ref. Est-01_17/05/07

SOBRE LA CONSIDERACIÓN DE LA HUMEDAD RELATIVA Y LA TEMPERATURA EN LA DEFORMACIÓN DEL HORMIGÓN                              

(De José Osio)  16/05/07 - México

 

Hola a todos:

Por favor, ¿me podrían decir si existe algún criterio para tomar en cuenta la humedad relativa y la temperatura del ambiente en la deformación plástica a largo plazo del concreto reforzado?

 

Gracias,

José Osio.

 

 

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Respuesta

(De Coya)  20/05/07 - España

 

Hola, Antonio; hola, Ramón; hola a todos:
En el capítulo 48.6.1 (pag. 426, 427) del libro de José Calavera «Diseño y calculo de estructuras de hormigón» aparecen unos coeficientes para corregir los valores de flecha diferida en función de la humedad relativa y del espesor medio de la pieza, aunque no indica nada sobre la temperatura.
En la Web aparecen dichas tablas en este enlace:


http://www.ing.unlp.edu.ar/construcciones/hormigon/ejercicios/TP5-Flechas.pdf


El libro de Calavera remite, para más información, al libro de Branson "Deformation in concrete structures" (1977), que quizás sea menos accesible. No obstante, dado que la fuente es estadounidense, es posible que en ACI diga algo.

Un saludo,
Coya.
 

 

 

Agradecimientos

(De Coya)  22/05/07 - España

 

Coya:

Te saludo y te agradezco tus referencias en cuanto a al efecto de la humedad relativa en la deformación diferida del concreto.

 

José Osio.
 

 

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ref. Est-02_16/05/07

SOBRE CÓMO COLGAR UNA TUBERÍA DE UN PUENTE                              

(De Patri)  16/05/07 - España

 

Hola a todos:

Tengo que colocar una tubería de PE400 colgada de un puente de 55 m de luz. No viene en el proyecto, por lo tanto no tengo definidos los anclajes, mi idea es colocar tornillos expansivos cada 2-3 m y unas abrazaderas que sujeten la tubería. ¿Alguna idea mejor?

 

Gracias,

Patri.

 

 

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Respuesta

(De J. Manzano)  25/05/07 - España

 

Sin examinar la cuestión sobre el proyecto, parece difícil que alguien indique una solución que, por otra parte, entrañaría asumir una responsabilidad civil, en caso de accidente. Mejor dirigirse al autor del proyecto.

 

Saludos,

J. Manzano.

 

 

Respuesta

(De Juan Ignacio)  31/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Antes de pensar en como materializar el grapado de la tubería al puente, primero deberás asegurarte de que la nueva carga permanente o sobrecarga es admisible para dicha estructura, para lo que tendrás que consultar el anejo de cálculo del proyecto constructivo del puente o al proyectista, y si es viable después tendrás que pedir permiso a la administración responsable de dicha infraestructura, y si no te dan indicaciones de como hacerlo, entonces nos vuelves a preguntar.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

 

Respuesta

(De Julio Chavez)  20/07/07 - Bolivia

 

Estimado, para realizar el colgado de tubería, previamente se debe evaluar el tipo de puente ya sea isostático o hiperestático, en funcion a este analisis se debe implementar juntas de dilatación en los apoyos de desplazamiento, de no realizar estas juntas provocaría momentos y esfuerzos que probablemente perjudicarían la estructura del puente.

 

Julio Chavez.

 

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ref. Est-01_16/05/07

SOBRE EL PANDEO DE COLUMNAS DE SECCIÓN VARIABLE                              

(De Ramiro Álvarez)  16/05/07 - Bolivia

 

Hola a todos:

Quisiera conocer las nociones básicas sobre: «Pandeo en columnas de sección variable», para lo cual pido me colaboren con títulos de bibliografía sobre el tema, como así tambien, direcciones en la red.

 

Gracias

Ramiro Álvarez.

 

 

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Respuesta

(De J. Manzano)  20/05/07 - España

 

El más conocido es la «Teoria de la estabilidad elástica» de Timoshenko, traducido en Buenos Aires, y otro de Dinnick en el Westnik-Ingenerow de Moscú. 

 

Saludos,

J. Manzano.

 

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ref. Est-03_15/05/07

SOBRE LA NUEVA EAE Y LAS DISTANCIAS MÍNIMAS ENTRE TORNILLOS                              

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  15/05/07 - España

Normativa: EAE, Eurocódigo

 

Estimados Compañeros del foro, mi cuestión es la siguiente:

¿Alguien tiene información de cuándo se va a publicar la incipiente normativa EAE? En lo referente a estructuras metálicas parece que viene un poco mejor que el CTE, aunque a mi pesar aún muy, muy deficiente.

Aprovecho la ocasión para realizar la siguiente cuestión:

El Eurocódigo establece una disposición mínima de distancias entre tornillos en uniones. ¿Se puede justificar, por ejemplo mediante el cálculo a aplastamiento, reducir dicha distancia? ¿Hasta qué punto sería válido la realización de ensayos para la determinación de esfuerzos permisibles en uniones? ¿Estaría obligado un cliente a aceptarlos si están homologados por organismo competente, aunque no cumplieran la norma vigente (Eurocódigo), pero se hubiera demostrado que resisten esos esfuerzos?

 

Es un tema que me interesa y mucho. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/05/07 - España

 

En otro foro he leído que es de aparición inminente. Pero como se trata de la administración... ese inminente puede ser cosa de meses. Borradores los puedes bajar en Internet. Del otro asunto siento no poder aportar nada. ¿Has buscado en otras normas que puedan ser más permisivas? Eso te daría un buen argumento técnico con el cliente.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_15/05/07

SOBRE LA SOBRECARGA QUE PUEDE SOPORTAR UNA VIVIENDA                              

(De Antonio)  15/05/07 - España

 

 

Hola a todos:

Me gustaría saber cuantos quilos aguanta una estructura de hormigón armado de un duplex actual normal y corriente. La constructora dice que 300 kg/m2, pero no me lo creo ya que meten palés de muchos más quilos cuando están en construcción. ¿Las casas aguantarían 550 kg/m2 durante unos 2 meses al año?

 

Espero vuestra respuesta. Gracias de antemano,

Antonio.

 

 

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Respuesta

(De Coya)  16/05/07 - España

 

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

Lo primero y fundamental es entender que el cálculo de estructuras se basa en la probabilidad. Hace años que quedó descartada la teoría determinista y se asumió que las acciones y las resistencias son valores probabilísticos. Los valores característicos, que son los de partida del cálculo, son los que tienen un 95% de probabilidades de quedar por el lado de la seguridad, es decir, de ser superados si se trata de resistencias o de no serlo si se trata de acciones. Obviamente la probabilidad de fallo en estos casos sería demasiado elevada, por lo que se introducen los coeficientes de seguridad, que reducen la probabilidad de fallo a valores suficientemente aceptables.

Traducido a tu caso, Antonio, los forjados de los edificios se calculan para que con las cargas de la normativa (en viviendas suele salir 2 kN/m2 de sobrecarga de uso, 1 kN/m2 de tabiquería, más el peso propio del forjado y la carga muerta de los suelos y techos) la probabilidad de fallo sea lo suficientemente baja para considerarse asumible dentro de los parámetros económicos del país.

Aumentar las cargas aumenta considerablemente las probabilidades de fallo aunque no signifique que vaya a colapsar. Durante la construcción, en ocasiones los forjado están apuntalados. Las cargas de los palés no se suelen acumular a las cargas de pavimentos y tabiquerías. Y cuando se pasan, se producen daños que en ocasiones llegan al colapso del forjado. Se conocen también patologías por flechas excesivas debido a que el hormigón alcanzó durante un momento de su vida un estado de fisuración no previsto.

En cualquier caso, con 550 Kp/m2 es muy probable que aparezcan fisuras y problemas por flechas. Y como en el libro del edificio dirá que la carga máxima es de X, es muy posible que si pasa algo la responsabilidad caiga sobre quien sobrecargó el forjado, aunque eso lo tendría que decir el juez.

 

Un saludo,

Coya.

 

 

Respuesta

(De Ing)  17/05/07 - España

 

Hola, la respuesta de Coya me parece muy completa, se puede aportar poco más.

Como bien dice los forjados en una vivienda se suelen calcular para 200 Kp/m2 de carga de sobreuso, así que si te dicen que la carga de sobreuso es de 300 Kp/m2 ya te están dando 100 más de lo normal. Yo no cargaría el forjado con 550 Kp/m2, supongo que no quieras poner una pequeña piscina.

La carga que te dan es la de servicio, no la sobrepases, ya que seguramente empiecen a aparecer fisuras debido a la flecha. Además si tienes las mala suerte de un mal diseño del forjado (no error de cálculo) podrías llegar a tener una flecha muy distinta entre viguetas contiguas y eso sería aún peor, etc.

 

Un saludo,

Ing.

 

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ref. Est-01_15/05/07

SOBRE EL MORTERO MÁS ADECUADO PARA APOYAR UN PERFIL METÁLICO                              

(De Emilio)  15/05/07 - España

 

 

Hola a todos:

He de colocar unas vigas IPE para refuerzo de planta empotradas en pared en los extremos. Las paredes son de piedra. ¿Que tipo de mortero es el mas adecuado?

 

Gracias.

Emilio.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/05/07 - España

 

En primer lugar la viga estará apoyada en la pared y no empotrada. Has de colocar una chapa metálica de reparto con unos pequeños anclajes (patas de cabra, redondos roscados, etc.) Esa placa se apoyara en un mortero rico en cemento. Todo dependerá de la carga o la reacción de la viga.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_14/05/07

SOBRE LA LONGITUD DE LOS NEGATIVOS EN FORJADOS UNIDIRECCIONALES                              

(De Juan Luis)  14/05/07 - España

Normativa: EFHE, EHE

 

Hola a todos:

La EFHE en los comentarios del Artículo 14.1 propone un método simplificado para en cálculo de negativos. Sin embargo, cuando dibujo las gráficas de momentos, haciendo una redistribución plástica, igualando momentos positivos con negativos, me salen longitudes mucho mas elevadas que con el método simplificado. Recientemente una casa de forjados «reconocida»" me comentó que ellos calculan con las longitudes del método simplificado y que estas son suficientes; también hacen la misma redistribución de momentos.

Me gustaría saber cual es el método adecuado para calcular las longitudes de negativos en forjados. El caso concreto era un forjado de tres vanos iguales de 5,00 m de luz. Sobrecarga 300 Kp/m2, cargas muertas 220 Kp/m2 y peso propio 325 Kp/m2.

 

Muchas gracias,

Juan Luis.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  15/05/07 - España

 

Estimado Juan Luis:

Para el forjado que planteas, a longitud de los negativos desde el eje de cada apoyo, debería ser del orden de la distancia del apoyo al punto de momento nulo, más el canto útil por el fenómeno del decalaje, más la longitud básica en posición II dividida por tres, aproximadamente claro.

Para los 5 metros, esto sería sobre 5,00/5+0,25+0,25 metros, es decir unos 150 cm, probablemente algo menos si hacemos el cálculo exacto, intersecando la parábola de momentos con las horizontales de las capacidades mecánicas de los negativos. El método simplificado habla de valores entre L/4 y L/3, siempre que las luces adyacentes sean similares y compensadas; y esto lógicamente sin hacer alternancia de cargas, esto sólo hay que hacerlo cuando las cargas variables sean grandes respecto a las totales. Con los valores simplificados, 5,00/4=1,25 m, y 5,00/3=1,67 m, en la mayoría de los casos estas del lado de la seguridad.

 

Un saludo a todos los arquitectos e ingenieros del mundo; desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Juan Luis)  15/05/07 - España

 

Hola a todos:

En primer lugar muchas gracias a De Mecánica y a Antonio por la rápida respuesta. Sin embargo, no entiendo muy bien la respuesta, explico porque:

Según la literatura consultada, sobre forjados y la antigua EF-96, la gráfica de momentos flectores se obtiene superponiendo a la gráfica básica la de los momentos flectores de las cargas permanentes de cada tramo, trazada a partir de los momentos negativos considerados en los apoyos. Para el caso concreto tendremos mayorando cargas permanentes por 1,5 y sobrecargas por 1,6:

- Momento negativo en apoyos de vanos centrales. M- = 1297,5 x 52 / 11,66 = -2.781,95 m kg.

- Momento isostático bajo carga permanente. M = 817,5 x 52 / 8 = 2.554,68 m kg.

Al descolgar la gráfica de momentos bajo carga permanente, desde los momentos negativos y ser el momento negativo mayor al isostático bajo carga permanente, no existe momento nulo en el tramo central, quedando todo el tramo con momento negativo, por lo que la longitud de los negativos ocuparía todo el tramo.

 

Agradezco cualquier aclaración al respecto,

Juan Luis.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  16/05/07 - España

 

Estimado Juan Luis:

Creo que tienes un pequeño lio de ideas al respecto de las leyes de flectores en una viga continua. Léete bien el método de la EFHE-02 para el cálculo de solicitaciones en los forjados, que por cierto es debido a Javier Lahuerta, y creo que te aclarará cosas. Rara vez el momento negativo en el apoyo es mayor al isostático del vano, pues para negativos se suele trabajar con q.l2/12 ó así, y el isostático es q.l2/8 (1/8 > 1/12); sólo en casos de vanos con luces muy pequeñas en relación a las luces de los vanos contiguos, ocurre el caso de que todo el vano con la luz pequeña esta en flexión negativa, y por tanto aquí si se deben pasar los negativos de apoyo hasta apoyo, negativos pasantes.

Lo que creo que no haces bien, es que los negativos los mayoras, y el isostático no lo mayoras, o mayoras los dos, o no mayoras ninguno. En realidad lo que se debe mayorar es la carga, y la carga afecta a todos los momentos.

 

Un saludo a toda la peña estructurista desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Juan Luis)  17/05/07 - España

 

Hola Antonio:

Agradezco tu colaboración, pero perdona que insista en el tema. He leído y creo entender bien el Artículo 7º Análisis estructural, de la EFHE-2002, y en concreto los comentarios a dicho artículo, y sigo opinando lo mismo.

Transcribo:

Ley momentos según EFHE

«La gráfica envolvente de momentos flectores (Figura 7b) se obtiene superponiendo a la gráfica básica la de los momentos flectores de las cargas permanentes de cada tramo, trazada a partir de los momentos negativos considerados en los correspondientes apoyos

Observemos la figura 7a y b de la norma. Partimos de la gráfica básica calculada con todas las cargas (permanentes y sobrecargas) mayoradas, e igualamos momentos de vano a momentos negativos en apoyos, M1, M2, M3 (ver figura).

Para calcular la ENVOLVENTE: a partir de los momentos negativos máximos en cada apoyo, descolgamos la gráfica de los momentos flectores DE LAS CARGAS PERMANENTES (mayoradas, pero NO de las SOBRECARGAS) de cada tramo. M1cp, M2cp, M3cp. Por lo que el momento negativo M1 si puede ser mayor a M2cp, quedando todo el vano intermedio sometido a momento negativo. «Por supuesto estamos hablando de envolvente de momentos

Por favor, Antonio analiza bien las figuras 7 a y b de la EFHE-2002. Consultar ejemplos en el libro «Forjados» de Luis Felipe Rodríguez Martín, de la UNED, 3ª edición. (pags. 133 a 135 y 387 a 403).

 

Me gustaría conocer mas comentarios al respecto, a favor o en contra, para entre todos aclarar ideas. Un saludo,

Juan Luis.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  21/05/07 - España

 

Estimado Juan Luis:

He estado este fin de semana reflexionando sobre tu cuestión, y volviendo a leerme con detenimiento los Artículos 7º y 14º de la EFHE, y también de la edición anterior EF-96, y efectivamente tienes más razón que un santo.

Con el método simplificado, de la gráfica de momentos negativos se ha de descolgar la curva isostática de momentos de cada vano, pero sólo con las cargas permanentes. Yo lo hacía con la curva isostática de las cargas totales, y me salían los puntos de inflexión sobre 0,25.L; cosa lógica y que lleva a longitudes de los negativos del orden de L/3 o así como he comentado en las aclaraciones anteriores, y que concuerda con el articulo 14º de la EFHE.

Pero claro, si descuelgas la isostática de sólo las cargas permanentes, para el caso concreto que planteas de tres vanos iguales de 5 metros, el vano central esta prácticamente en flexión negativa, no llega pero casi, lo que obligaría a hacer negativos pasantes en todo el vano central, cosa que habitualmente no se hace. Me da la sensación que los redactores de la norma no han sido del todo conscientes de este detalle, que efectivamente es muy importante.

El utilizar este método equivale creo yo; a hacer alternancia de cargas, es decir poner toda la carga en los dos vanos extremos y sólo la permanente en el vano central, de esta forma la envolvente de negativos sí hace que las armaduras de negativos tengan que ser pasantes. Yo creo que esto esta muy del lado de la seguridad en la mayoría de los casos, y por eso prácticamente todo el mundo funciona descolgando la isostática de las cargas totales y no suele pasar nada, pero efectivamente para ser congruente con el método de la EFHE hay que hacerlo como dices tú.

Por lo que yo se, los programas convencionales tipo CYPE o ARKTEC, no hacen alternancia de cargas, por lo que los resultados de los despieces de armados para forjados unidireccionales se parecen a las distribuciones de armados del articulo 14º, y más o menos funcionan. Probablemente la mejor solución sería en estos casos, que me parece que serían bastantes, pasar una armadura fina, un diámetro 10 ó 12 mm totalmente pasante de apoyo a apoyo como armadura de negativos (casi de montaje), para cubrir esta envolvente y las alternancias de carga, y reforzar con armaduras de mayor diámetro los apoyos, con longitudes entorno a 0,30 a 0,35 L, como se hace habitualmente.

No se si he terminado de aclarar la pregunta pero espero haber arrojado algo de luz.

 

Un saludo de nuevo Juan Luis, y espero que sigamos en contacto. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-01_13/05/07

INFORMACIÓN ACERCA DEL ACERO CORRUGADO                              

(De Tono)  13/05/07 - España

 

 

Hola a todos:

Escribo porque estoy haciendo el final de carrera de Ingeniería Mecánica en una empresa de ferrallas que se encarga del corte, doblado de barras, así como de hacer mallazos, pilares, etc.

Me gustaría saber si podéis facilitarme alguna dirección, algún lugar en la Web o documento donde pueda conseguir información sobre el hiero corrugado (en general) para obtener datos mucho más detallados sobre resistencias mecánicas, etc.

 

Muchas gracias,

Tono.

 

 

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

 

 

Respuesta

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  15/05/07 - España

 

Estimado Tono (y resto de compañeros del foro):

Te invito a que asistas a la Feria de la Construcción que se está celebrando estos días hasta el próximo sábado día 29 de mayo. Yo estuve hace ya dos años. Hay bastante información en general, aunque en temas en particular es un poco pequeña. Recuerdo ver maquinaria para la automatización del doblado de barras de corrugado para hormigón. Si puedes, pásate y echa un vistazo.

Aprovecho la ocasión para comentar que yo iré el viernes y el sábado. Si alguien gusta de quedar para intercambiar conocimientos, principalmente el viernes, pues hay una charla acerca del CTE.

 

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

 

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ref. Est-01_11/05/07

SOBRE EL COMPORTAMIENTO DEL ACERO A BAJAS TEMPERATURAS                              

(De Samuel)  11/05/07 - España

 

 

Hola a todos:

Quisiera saber como varía el comportamiento del acero a bajas temperaturas (-2º). Tengo que rehabilitar la estructura metálica de unos silos frigoríficos, que supuestamente por las bajas temperaturas está completamente deformado.

¿Utilizando acero J2 evitaría el problema? Las silos frigoríficos tienen 10 años, siempre han funcionado con el mismo régimen de carga e iguales condiciones, las deformaciones se han empezado ha producir desde hace dos años.

 

Muchas gracias,

Samuel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  14/05/07 - España

 

En la antigua norma NBE EA-95, en el Eurocódigo 3 y en el último CTE viene algo sobre la elección de aceros para bajas temperaturas. No sé si te servira.

Parece extraño que empiece a coger deformaciones después de pasar bastante tiempo. Yo investigaría también otras posibles causas.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Carlos A.)  17/05/07 - España

Normativa: EA-95, EAE

 

Hola a todos, hola Samuel.

El grado de acero J2 no quiere decir que sea mas resistente, sino, que es mas apto para trabajar a bajas temperaturas y es menos problable que se produzca rotura frágil.

El grado de los aceros se determina con el ensayo de Charpy. Con la nueva clasificación, los aceros de grado b, c, d (EA-95), pasan a ser JR, J0, J2 respectivamente. También para evitar la rotura frágil son preferibles aceros de menor resistencia, ya que son mas dúctiles (blandos).

De todas formas este no es tu caso, y como bien dice Daniel, deberías mirar otras posibles causas, ya que no es lógico que se deforme en los últimos dos años, y anteriormente nada. ¿No podría ser que han cargado en el silo mas de lo que es su dia se proyecto?

 

Espero haberte sido de ayuda,

Carlos A.

 

 

Respuesta

(De Carlos A.)  17/05/07 - España

 

Hola a todos, hola Samuel.

Estimado Samuel: Te remito a la respuesta que di a Carlos T. (ref. Est-01_17/09/05 ), espero que esa misma respuesta pueda solucionar tus dudas. Si no es así, házmelo llegar. Un saludo. Ricardo Vacas Ripada

 

Espero haberte sido de ayuda,

Carlos A.

 

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ref. Est-01_09/05/07

SOBRE LA COMBINACIÓN DE CARGAS QUE PRODUCE ESFUERZOS MÁXIMOS                              

(De Percy Flores)  09/05/07 - Bolivia

 

 

Hola amigos estructuristas:

Quisiera pedirles un favor, ¿dónde puedo encontrar ejemplos sobre las combinaciones de cargas, cuando una carga es favorable y desfavorable para encontrar los momentos máximos para el diseño respectivo?

Agradere mucho esta colaboración, con unos ejemplitos de aplicación de estos conceptos básicos de diseño.

 

Muchas gracias,

Percy Flores. Estudiante de Ing. CIVIL U. UPB. BOLIVIA .

 

 

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Respuesta

(De Juan Ignacio)  31/05/07 - España

 

Saludos a todos.

Lo que tienes que hacer es dibujar la línea de influencia del esfuerzo en cuestión en la sección en cuestión, para una carga unidad actuando en cualquier posición, y a partir de esta línea de influencia, podrás determinar donde cargar o no para conseguir el máximo esfuerzo.

 

Un saludo,

Juan Ignacio.

 

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ref. Est-01_08/05/07

SOBRE LA CLASIFICACION DE SECCIONES METÁLICAS                              

(De Juanmi)  08/05/07 - España

Normativa: CTE

 

Hola a todos:

En el CTE DB SE-A se definen cuatro clases distintas de secciones transversales solicitadas por momentos. Para definir las clases se utilizan los elementos comprimidos de las secciones, primero del alma y después de las alas, entrando en las tablas 5.3 y 5.4. En esas tablas se comparan los límites que aparecen en cada clase con la esbeltez de la sección (c/t, en el caso del alma).

Si la sección que tenemos está formada por dos UPN soldados formando un cajón, [], ¿qué valor de t debo tomar? ¿El espesor del alma de un UPN o el de los dos?

 

Muchas gracias

Juanmi.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-03_07/05/07

SOBRE EL CÁLCULO DE MÉNSULAS CORTAS                              

(De Ramiro)  07/05/07 - España

Normativa: EHE

 

Hola a todos:

Me pongo en contacto para preguntaros sobre de dos temas concretos acerca del cálculo de ménsulas cortas que nos inquietan: la posibilidad de diseñar el ancho de la ménsula de una dimensión mayor que la del pilar que acomete y la posibilidad de colocar el armado principal en varias capas.

Ambas dudas no vienen aclaradas en ningún punto de la norma, tampoco se orienta en ninguna dirección, ni se da algún criterio al respecto. Por otro lado, me entran mis dudas acerca del anclaje de la armadura principal y la efectividad del armado en la segunda capa.

 

Gracias,

Ramiro.

 

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Respuesta

(De Francisco Javier Cuevas)  13/05/07 - España

 

Hola Ramiro, a tus preguntas yo te contestaría lo siguiente:

Para colocar dos capas de armadura en la ménsula en mi opinión no hay ningún problema, pero en ese caso, en tu modelo de bielas y tirantes con el que hayas calculado la ménsula, la barra traccionada que te da la cuantía mecánica de la armadura superior, deberías colocarla en el centro de gravedad de las armaduras superiores, es decir que poniendo dos capas de armadura, la capa inferior tiene menos brazo mecánico que la superior y eso es algo a tener en cuenta (sobre todo para grandes diámetros de armadura).

En lo referente al ancho de la ménsula, en mi opinión, la ménsula tendría que tener el mismo ancho que el pilar. Pienso esto, porque es en el la cabeza del pilar donde se ancla la armadura traccionada de la ménsula y donde se transmiten las tensiones de las bielas comprimidas. Dicho de otra manera, puedes dimensionar el ancho del conjunto de pilar y ménsula comprobando la compresión en la cabeza del pilar como punto de partida, y luego, comprobar si tienes espacio para colocar las armaduras que necesitas.

 

Espero que te haya sido de utilidad, un saludo.

Francisco Javier Cuevas.

 

 

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ref. Est-02_07/05/07

SOBRE EL CÁLCULO DE UN PILAR METÁLICO COMPUESTO DE SECCIÓN VARIABLE                              

(De Kepa Arnal)  07/05/07 - España

Normativa: CTE, EAE, EA-95

 

Buenas a todos:

A ver si alguien me puede ayudar; quiero realizar el cálculo de un pilar metálico compuesto (2 UPN) enlazado por presillas, pero de sección variable; la distancia entre perfiles UPN en la base del pilar es sustancialmente más grande que en la unión a la viga.

Releyendo el Código Técnico solo me impone que se divida en en cuatro o mas partes. En la EAE, Capitulo XV, artículo 71, que la distancia entre presillas sea s < 20i, pero sin detallar si es valido con sección variable. La EA-95 me impone que las presillas deben ser de dimensiones similares en todo el pilar (piezas de directriz recta sometidas a compresión,3.2.1.3), por lo que descarto la sección variable.

 

Gracias y enhorabuena por la Web,

Kepa.

 

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Respuesta

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  10/05/07 - España

 

Estimado Kepa (y resto de compañeros del foro):

En primer lugar comentarte que el hecho de que en la normativa no venga explícitamente explicado un tipo de solución no supone que no se pueda diseñar así. Somos ingenieros y arquitectos con la suficiente capacidad de abstracción como para suponer hipótesis que estén razonadas y justificadas para así poder emplear la solución más adecuada a cada caso.

Respecto a la normativa yo emplearía la EA-95 pues para todo este tipo de soluciones la verdad que está más completa que la nueva EAE. Recuerdo que en la carrera me tocó dimensionar una torre eléctrica de perfiles angulares y sección variable. Lo que hice fue determinar las leyes de axiles, flectores y cortantes y luego realizar las comprobaciones pertinentes para distintas secciones. El cálculo de los angulares lo determiné mediante la EA-95 (longitudes de pandeo eficaces...)

Sobre la solución adoptada pienso que quedaría mejor con perfiles angulares soldados a las alas del perfil.

 

Espero te sirva de ayuda. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

 

 

Respuesta

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  15/05/07 - España

 

Estimado Kepa (y resto de compañeros del foro):

Me acordé de tu consulta este fin de semana, pues observé la solución que planteabas mientras viajaba en tren. Estos pilares están muy extendidos como soportes de las catenarias de los trenes (al menos de los cercanías acá en Madrid). El CTE ni lo mires para calcular estructura metálica. Remítete siempre a Eurocódigo o a NBE-EA95, y aún mejor al AISC si puedes (principalmente para este tipo de soluciones raras).

Además en el CTE he contemplado fallos respecto al Eurocódigo (referente a estructura metálica).

 

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

 

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ref. Est-01_07/05/07

¿QUÉ ES UNA VIGA EMBROCHALADA?                               

(De María)  06/05/07 - España

 

Hola a todos.

¿Qué es una viga embrochalada?

 

Gracias,

María.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  08/05/07 - España

 

Es una viga articulada en sus dos extremos.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Carlos)  10/05/07 - España

 

Hola compañeros:

Una viga embrochalada no es una viga articulada, Daniel, es una viga cuyos extremos están unidos a otras vigas o al menos así lo he entendido siempre. Puede o no ser articulada.

 

Un saludo,

Carlos.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  14/05/07 - España

 

Es posible que tengas razón pero a mí me suena el nombre de embrochalada a que los extremos sean articulados. Se desmembra el ala superior y el alma de la vigueta llega al alma de la viga bien soldándola, bien atornillada con dos angulares o con chapa frontal. Como no hay ala superior no habrá transmisión de momentos o serán pequeños. Lo otro sería una vigueta continua. Pero podría ser lo que tu dices. Es cuestión de semántica. Lo importante es saber lo que se hace.

 

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  14/05/07 - España

 

Estimado Daniel:

Generalmente en estructura metálica brochal no se utiliza. Aunque en hormigón se entiende como una viga que descansa en el vano de otra viga (en estructura metálica sería equivalente). Una viga con las alas desmembradas se nombra como encastrada, despatinada o destalonada.

En fin, lo importante es como dice Daniel: que el comportamiento sea igual al considerado en el cálculo.

 

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

 

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ref. Est-01_06/05/07

UNAS OBSERVACIONES DE D. ÁLVARO GARCÍA MESEGUER AL DIAGRAMA DE CÁLCULO DEL HORMIGÓN UTILIZADO EN EL BORRADOR DE LA NUEVA EHE-07

(De «De Mecánica») 06/04/07 - España

Normativa: EHE

 

Estimados amigos y amigas:

Con objeto de la preparación de un ciclo de entrevistas con ingenieros, arquitectos y otros profesionales que han destacado en los distintos campos relacionados con las Estructuras y la Geotecnia, ciclo que esperamos poder ofreceros en breve, tuvimos la grata ocasión de conversar con D. Álvaro García Meseguer, Doctor Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos, coautor del clásico «Hormigón Armado» (Montoya, Meseguer y Morán) y autor entre otros, de los tres libros «Hormigón Armado» de la Fundación Escuela de la Edificación.

En el transcurso de la conversación salió a colación la presentación del borrador de la nueva EHE, comentándonos D. Álvaro su preocupación por el cambio del diagrama de cálculo tensión-deformación del hormigón respecto a las anteriores Instrucciones. En definitiva,  se trata de que en versiones anteriores, incluida la actual EHE, el diagrama limitaba la tensión a compresión en las fibras de la sección al valor 0,85 fcd, siendo 0,85 un coeficiente que tenía en cuenta el fenómeno del cansancio en el hormigón; mientras que en la nueva propuesta el diagrama alcanza el valor hormigón fcd ya que por defecto se considera un coeficiente -denominado en la nueva Instrucción αcc- igual a 1,00 y se deja a criterio del proyectista su reducción por efectos del cansancio (ver figura con los gráficos propuestos por ambas normas: artículo 39.5 de la actual EHE 99 arriba y el borrador de la nueva EHE 07 abajo):

 

 

 

Los comentarios al artículo justifican con una prescripción de Servicio (fisuración por compresión) que no se alcanzará el cansancio en el hormigón, algo que sin embargo, afectará al cálculo de secciones frente a solicitaciones normales (Estado Límite Último). En definitiva, el proyectista deberá ser muy cauto.

Con la llegada de la EHE, se suprimió la minoración de resistencia del hormigón (fcd=0,9*fck/γc) que se aplicaba a los elementos hormigonados verticalmente  debido a la mala compactación existente en la parte superior de dichos elementos. Ahora, con la nueva EHE 07, se vuelve a rebajar la seguridad. El motivo, al parecer, adaptarse al Eurocódigo 2.

Ante el interés que nos parece tiene el asunto para los proyectistas y demás profesionales del mundo de las estructuras, nos permitimos pedirle a D. Álvaro que nos dejara publicar y comentar las dos observaciones acerca del coeficiente citado, que en su día envió a la Comisión Permanente del Hormigón. Aquí están pues las observaciones que dieron pie a las explicaciones anteriores:

 

Entidad

ÁLVARO GARCÍA MESEGUER

Apartado del documento

39.5 Fig. 39.5.a

Donde dice:

f sub ce de (en el eje de ordenadas)

 

Debe decir:

alfa sub ce ce multiplicado por f sub ce de

 

Justificación:

En el articulado se dice: 

La ordenada máxima de este diagrama corresponde a una compresión igual a αcc·fcd, siendo αcc un factor que tiene en cuenta el cansancio del hormigón cuando está sometido a altos niveles de tensión debido a cargas de larga duración.  

Por consiguiente, para ser coherentes con lo que se dice en el articulado, lo correcto es introducir el factor alfa en la figura.  Esta observación no es trivial, ya que el valor de alfa igual a uno es un valor polémico, que entraña una merma de seguridad con respecto a la anterior Instrucción EHE.

 

 

 

Entidad

ÁLVARO GARCÍA MESEGUER

Apartado del documento

Comentario al artículo 39.5

Donde dice:

COMENTARIOS

El cansancio del hormigón se manifiesta cuando las tensiones debidas a cargas duraderas son próximas a su resistencia. En el articulado se adopta αcc=1, dado que, en situación de servicio, se limita la tensión normal máxima de compresión al 60% de la resistencia característica del hormigón (artículo 49.2.1), para evitar la aparición de fisuras por compresión . No obstante, el proyectista podrá adoptar para αcc un valor menor que la unidad (0,85 ≤αcc≤1) cuando lo considere oportuno, en función de la relación entre las cargas permanentes y las totales o de las características de la estructura.

 

Debe decir:

En el articulado, siguiendo al Eurocódigo, se adopta αcc=1 por considerar que el fenómeno de cansancio del hormigón se presenta raras veces en la práctica. No obstante, el proyectista podrá adoptar para αcc un valor menor que la unidad (0,85 ≤αcc≤1) cuando lo considere oportuno, en función de la relación entre las cargas permanentes y las totales o de las características de la estructura.

 

Justificación: 

La razón que se da en el documento cero para justificar el paso de 0,85 a 1 está, a mi juicio, fuera de lugar, puesto que aduce un hecho correspondiente al E. L. de Servicio siendo así que en este caso estamos en un ELU.

Los ELS y los ELU son dos estados radicalmente distintos y no cabe justificar nada del uno invocando al otro.

Por lo que sé, la verdadera razón está en que así lo prescribe el EUROCÓDIGO. Por tanto, me parece fundamental que en este comentario se mencione al EUROCÓDIGO, máxime cuando el cambio de 0,85 a 1 es más que discutible.

Por eso, de forma constructiva, hago la presente propuesta.

 

 

Agradeciendo su colaboración a D. Álvaro García Meseguer, un cordial saludo a todos.

gestodedios, «De Mecánica»

 

 

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Comentarios

(De J. Manzano)  07/05/07 - España

 

Compartimos la preocupación y el criterio de García Meseguer.

 

Saludos,

J. Manzano.

 

 

Comentarios

(De Coya)  08/05/07 - España

 

Gracias, Ramón.

 

Un saludo,

Coya.

 

 

Comentarios

(De De Mecánica)  19/05/07 - España

 

Hola a todos:

Comentar, para los interesados en el tema, que el profesor José Calavera ha redactado una nota técnica al respecto:

NIT-6 (07) «El previsible descenso de la seguridad en pilares con la entrada en vigor del Eurocódigo EC-2, y la necesidad de un control estricto de la calidad del hormigón en pilares» (Notas de Información Técnica, INTEMAC) .

 

Saludos a todos,

gestodedios, «De Mecánica»

 

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ref. Est-03_04/05/07

SOBRE EL CÁLCULO DE PILARES A FLEXIÓN ESVIADA                               

(De Yelier)  04/05/07 - Cuba

 

Hola a todos.

¿Cómo se diseña una columna sometida a flexión esviada?

 

Gracias,

Yelier.

 

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Respuesta

(De Mike)  09/06/07 - España

 

Hola a todos:

Hay diversos sistemas unos aproximados y otros exactos. En la EHE se recoge uno de los aproximados. En el libro «Hormigón Armado» de Jimenez Montoya (edicion 10, en la ultima no se publica el listado) se proporciona un listado en Basic, el fuente. En España puedes bajarte gratis el «Prontuario Informático del Hormigón Armado» (Hugo Corres y otros) lo puedes encontrar en la pagina Web de la IECA, Instituto español del cemento y sus aplicaciones.

 

Mike.

 

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ref. Est-02_04/05/07

SOBRE UN PISO AFECTADO POR ALUMINOSIS                               

(De Carlos Rodríguez)  04/05/07 - España

 

Hola, esta es mi consulta:

Tengo un piso con aluminosis, pero no me han dicho el grado que tiene. La arquitecta cree que con reforzar las vigas bastaría. Se lo he comentado a la comunidad de propietarios, pero no los veo muy interesados en arreglarlo. Querría saber si puedo reforzar sólo mi piso, cuanto me costaría, y si el ayuntamiento puede multar a los propietarios por no arreglarlo ahora. El piso consta de 55 metros cuadrados, tiene un piso arriba y el terrado.

 

Gracias,

Carlos Rodríguez.

 

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Respuesta

(De J. Manzano)  08/05/07 - España

 

Las viguetas, aunque estén en su piso, son elementos comunes de la finca, y es probable, que además estén afectadas otras viguetas o vigas de la finca, aunque no se vean. La reparación se ha de efectuar para toda la finca, pagando toda la comunidad, y el Ayuntamiento puede multar, si tiene conocimiento de que no se arregla, por tratarse de un riesgo público.

 

Saludos

J. Manzano.

 

 

Respuesta

(De Satur)  12/05/07 - España

 

Ojo con la aluminosis, que el problema es importante. Desconozco si se han realizado ensayos para determinar si realmente el problema es de aluminosis, en cualquier caso si es así, el problema afecta a la estructura de todo el edificio que se halla fabricado con cemento aluminoso por lo tanto recomiendo :

1.- Que un técnico o laboratorio realice un muestreo del hormigón de forjados, vigas y pilares, y someta a las muestras al test de Robert.

2.- Si se confirma, la comunidad debe tomar la iniciativa para iniciar un proceso de reparación a corto y medio plazo.

3.-En su Comunidad Autónoma, es posible que den ayudas para reparaciones de este tipo, deben informarse.

 

Saludos

Satur de Albacete.

 

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ref. Est-01_04/05/07

SOBRE LAS CARGAS QUE ACTÚAN SOBRE LAS ESTRUCTURAS                               

(De Luisa Fernanda)  04/05/07 - Colombia

 

Hola. Soy Luisa Fernanda Ocampo.

Me gustaría saber si me podrían proporcionar información sobre cuáles son las cargas que actúan en una estructura convencional.

 

Gracias,

Luisa Fernanda.

 

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

 

 

Respuesta

(De J. Manzano)  07/05/07 - España

 

La respuesta la tenemos en el Código Técnico de la Edificación: documento CTE-DB-SE-AE.

 

Saludos,

J. Manzano.

 

 

Respuesta

(De Mike)  09/05/07 - España

 

Las cargas que actúan en las estructuras son: el peso propio, la carga permanente y la sobrecarga de uso.

El peso propio depende de los elementos estructurales, la carga permanente depende de los acabados, tabiques, solados, falsos techos... y la sobrecarga de uso depende del uso del edificio, vivienda, local comercial, almacén, oficinas...

El valor de las cargas se puede encontrar en la norma NBE AE, Norma de acciones en la edificacion, desde el 28 de marzo esta vigente el CTE y dentro de el aparece en el DB-AE. Lo puedes descargar de forma gratuita de muchos sitios, el ministerio de la vivienda entre ellos y supongo que desde esta misma página.

 

Saludos,

Mike.

 

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ref. Est-04_03/05/07

SOBRE UN PILAR QUE CAMBIA DE POSICIÓN RESPECTO A LA JUNTA                               

(De Isabel María)  03/05/07 - España

 

Hola a todos:

¿Qué pasa si en un forjado de planta sótano -2 hay un pilar que pertenece a un lado de la junta estructural y en la planta superior (sótano -1) pertenece al otro lado de la junta? Es decir, la junta no es la misma de un forjado a otro.

 

Gracias,

Isabel María.

 

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

 

 

Respuesta

(De Nervy)  04/05/07 - España

 

Entiendo que el pilar entre sótano -1 y planta baja se puede considerar apeado, o si realmente existe un pilar en la misma posición entre sótano-1 y sótano -2 (cimentación), pero al otro lado de la junta tendrás problemas en los pilares que estén en esa disposición, ya que al materializar un junta interrumpes la estructura, estas tienen movimientos relativos entre ellas, por tanto deformaciones y/o esfuerzos que ha de absorber el pilar, para lo que seguramente no estará preparado su armado.

 

Un saludo.

Nervy.
 

 

 

Respuesta

(De Coya)  04/05/07 - España

 

Hola, Isabel María; hola, Ramón; hola a todos:

Sin un dibujo no acabo de entenderlo del todo. En cualquier caso piensa que la junta de dilatación debe permitir justamente eso: la dilatación. Simplemente dibuja un esquema y sobre él supón que cada una de las partes se dilata. Tal como yo lo imagino la dilatación de ambas partes no es independiente y por tanto la junta de dilatación no se comporta como tal. La solución sería calcularlo con esfuerzos térmicos. Si haces una prueba sobre un pórtico plano ya puedes comparar resultados y si se comprueba que los esfuerzos térmicos no afectan se puede dar por buena la solución. Pero puestos en faena tal vez sería incluso posible calcular el edificio sin ningún tipo de junta y con esfuerzos térmicos, ya que las juntas de dilatación se ponen precisamente para evitar ese cálculo y para evitar que por esfuerzos térmicos la estructura precise mayores dimensiones y armados.

 

Un saludo,

Coya.
 

 

Respuesta

(De Satur)  12/05/07 - España

 

Sería conveniente tener datos sobre la situación de ese pilar en las plantas superiores, ya que, si la junta esta bien materializada desde la planta baja hacia arriba, lo más probable es que no se produzcan problemas. En los sótanos no se producen apenas movimientos por variaciones térmicas, sucede los mismo que con las zapatas en juntas de dilatación que son comunes para los dos pilares de un lado y otro de la estructura en la junta.

 

Saludos

Satur de Albacete.

 

 

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ref. Est-03_03/05/07

SOBRE CÓMO CONSEGUIR LA AISC 2005                               

(De Ángel)  03/05/07 - España

 

Hola a todos:

Necesito la normativa AISC 2005 en versión traducida al castellano. Si alguien conoce algún sitio donde se pueda descargar se lo agradezco de antemano.

 

Saludos a todos y felicidades por el site.

Ángel.

 

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Respuesta

(De J. Manzano)  08/05/07 - España

 

Prueba www.ilafa.org/promocion/documentos

 

Saludos,

J. Manzano.

 

 

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ref. Est-02_03/05/07

SOBRE EL MÉTODO DE CAQUOT                               

(De Rogerio Zeni)  03/05/07 - Bolivia

 

Hola a todos:

¿Alguien me podría decir dónde encuentro un ejemplo del famoso método de Caquot? (Links, etc.)

 

Gracias,

Rogerio Zeni.

 

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Respuesta

(De J. Manzano)  04/05/07 - España

 

Aunque el método de A. Caquot (+1976), como los de Kani y Cross, ya no se utilizan hoy, puedes dirigirte a la Editorial DUNOD de París que tenía publicado su curso de «Resistencia de materiales» , para la Escuela de Ingenieros de Puentes y Caminos de la que fue profesor.

 

Saludos,

J. Manzano.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Rogerio Zeni)  08/05/07 - Bolivia

 

Disculpen la insistencia, pero yo soy un estudiante de Ingeniería Civil de Bolivia, y no tengo acceso a la Editorial Dunod. Agradecería a J. Manzano, si tuviera la amabilidad de mandarme algunos apuntes vía correo electrónico puesto que Bolivia es uno de los últimos países donde se encuentra vigente la EHE 98, ya que el resto tiene como normativa a la ACI norteamericana.

 

Mi correo es roflorla@yahoo.es

Muchas gracias por la colaboración.

Rogerio Zeni.

 

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ref. Est-01_03/05/07

SOBRE LAS RAZONES POR LAS QUE DISPONER JUNTAS DE DILATACIÓN                                

(De Joel)  03/05/07 - Perú

 

Hola a todos:

Quisiera saber acerca de las juntas de dilatación y expansión en edificaciones, puentes, etc. Sobre su función, cuando es necesario su uso y cómo se realizan.

 

Gracias por responder,

Joel.

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-02_02/05/07

SOBRE LA ESTRUCTURA ADECUADA PARA UN PROYECTO FIN DE CARRERA                                

(De María)  02/05/07 - España

 

Hola a todos:

Estoy haciendo mi Proyecto de Fin de Carrera y no sé que estructura utilizar. Es un centro cultural en Madrid, de planta 11 x 36 m. Había pensado poner pilares cada 3,60 m en el lado largo y no sé si seria posible no poner pilares intermedios en el lado corto (cubrir los 11 m con vigas sin apoyos intermedios). Tampoco sé si seria bueno usar un forjado de chapa colaborante. ¿Alguna sugerencia?

 

Muchas gracias,

María.

 

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Respuesta

(De Coya)  03/05/07 - España

 

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

Aunque sea un tópico, la elección de la estructura es, especialmente en un PFC, una decisión en la que prima la coherencia, por lo que poco te puedo decir. Once  metros es una luz importante, pero perfectamente salvable con medios no demasiado complicados -tampoco simples- y probablemente justificable dentro de un proyecto de ese tipo.

Lo  que sí me gustaría aclarar es que un forjado de chapa colaborante no es por sí mismo un sistema apto para grandes luces, es más, la chapa y el hormigón salvan luces bastante pequeñas, del orden de tres metros sin sopandas, por lo que el sistema precisa dos o tres órdenes de vigas. Además forzar la luz de la chapa conduce a un peso propio exagerado. Basta mirar las tablas de los fabricantes para comprobar que, a poco que se fuerce, el forjado colaborante deja de ser un sistema ligero para transformarse en un sistema muy pesado.

 

Un saludo.

Coya.
 

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De María)  10/05/07 - España

 

¡Muchísimas gracias por la ayuda! No me parecía muy lógica la solución de la chapa colaborante, pero la ví en un proyecto japonés de una tienda con una estructura similar a la mía.

He estado mirando y me gustaría saber si sería posible realizar un forjado de placas alveolares, con los 11,40 metros de luz y apoyadas en pilares metálicos cada 6,60 m. ¿Sería suficiente que las placas fueran de 15 cm y 5 cm de capa de compresión?

 

¡Mil gracias!

María.

 

 

Respuesta

(De Satur)  12/05/07 - España

 

No se pueden poner placas alveolares, ya que con éstas se pueden llegar a 8 o 9 m pero no más. Es posible utilizar losas pretesadas aligeradas con placas de porexpan, que se completan en obra con hormigón «in situ», habría que ir a una 25+5, entre otros. En cualquier caso te recomiendo que mejor coloques pórticos o vigas metálicas de perfil HEB tranversales de 11,5 mts de luz cada 8 m y encima apoyes un forjado de paneles alveolares de 35 cm de canto o prelosas de 25+5 (30 cm de canto total). Hazme caso y te ira bien.

 

Saludos

Satur de Albacete.

 

 

Respuesta

(De Carlos)  15/05/07 - España

 

Quisiera rectificar la respuesta dada por Satur y decir que actualmente en España existen prefabricadores que realizan placas alveolares de 50 cm de canto y alguno que incluso llega a 80 cm. Por ello es realmente fácil cubrir luces de 11 m con cargas elevadas. Existe la asociación Aidepla que investiga en el campo de las placas alveolares y si consultas su web (www.aidepla.org) podrás obtener mucha información.

 

Saludos

Carlos.

 

 

Agradecimientos y nueva consulta

(De María)  23/05/07 - España

 

¡Mil gracias otra vez! Una cosilla más... Tengo voladizos en dos direcciones, en la que forjé y en la contraria. ¿Cómo puedo solucionar el lado contrario a la direccion del forjado?

 

Gracias,

María.

 

 

Respuesta

(De Manuel)  02/06/07 - España

 

Hola a todos.

Habría que ver exactamente como tienes dispuestas las vigas, lo que es claro es que tienes que mantener la distancia entre apoyos para que el forjado funcione bien. Manda una planta y será más fácil ayudarte.

 

Saludos cordiales,

Manuel.

 

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ref. Est-01_02/05/07

SOBRE EL CÁLCULO DE SOLDADURAS PARA UNA CERCHA                                

(De Pablo)  02/05/07 - España

Normativa: CTE

 

Hola a todos:

Estoy haciendo el Proyecto Fin de Carrera de una pasarela peatonal tipo cercha, toda ella con perfiles huecos rectangulares. Estoy en el apartado de los cálculos y quería saber como puedo calcular las soldaduras tanto de las viguetas de apoyo del entablado como de las barras de alma (sólo diagonales).

El CTE establece la resistencia de la uniones en celosías pero no la de las soldaduras. ¿Cómo podría justificar o calcular estas?

 

Gracias.

Pablo.

 

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Respuesta

(De Coya)  03/05/07 - España

 

Hola, Pablo; hola Ramón; hola a todos:

Puedes encontrar mucha información sobre tubulares en http://www.ictubular.es/

 

Un saludo.

Coya.

 

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ref. Est-02_01/05/07

SOBRE EL CÁLCULO DE UNA NUEVA PLANTA EN UNA VIVIENDA                                 

(De Carlos)  01/05/07 - España

Normativa: CTE

 

Hola a todos:

El arquitecto con el que trabajo esta realizando un proyecto de elevación de vivienda, y estoy perdida respecto al calculo o justificación que tengo que hacer con el CTE.

En principio, sería una planta más, no se toca cimentación y hay dos muros de fabrica exteriores y un pórtico metálico intermedio. ¿Me podríais orientar que debo justificar o calcular?

 

Gracias.

Carlos.

 

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Respuesta

(De Coya)  03/05/07 - España

 

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

Yo también estoy un poco perdido con esos temas. El CTE tiene un anejo para evaluar estructuras existentes.

Estrictamente habría que valorar toda la estructura existente incluyendo la cimentación, pero en ocasiones cuesta más el collar que el perro. Los muros de fábrica suelen trabajar a muy poca tensión, con lo cual probablemente no haya problemas. Incluso la cimentación estará a tensiones ínfimas y con un estudio somero del terreno se pueda comprobar que es más que suficiente. En el pórtico central sólo se aumentará la carga de los pilar es y por tanto de la zapata. Aquí si puede haber más problemas.

Con ello no quiero decir que no haya que hacer nada, como puede dar la sensación el párrafo anterior, sino que lo más probable es que la estructura existente vaya tan sobrada que cumpla un cálculo con números gordos. En cualquier caso, lo mejor es utilizar para la ampliación una estructura lo más ligera posible.

Puede que haya algo al respecto en el siguiente enlace:

http://www.coam.org/pls/portal/coam_noticias.pkb_noticias_admin.abrir_adjunto2?p_id=19214

 

Un saludo.

Coya.

 

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ref. Est-01_01/05/07

SOBRE EL ARRANQUE DE PERFILES METÁLICOS DESDE ZAPATAS

(De Jorge)  01/05/07 - España

Normativa: CTE

 

Saludos a todos. Desearía que me aclararais si es posible lo siguiente:

Pretendo levantar una estructura de pilares metálicos sobre zapatas. El suelo de Planta Baja es un forjado sanitario convencional sobre muretas de ladrillo que descansan en la cimentación. Pues bien, ¿es posible establecer el arranque de los pilares metálicos directamente desde las zapatas, sabiendo que dicho arranque (placa de anclaje y base del pilar)estará expuesto a la humedad propia del terreno? ¿Tengo que proteger esa zona frente a la humedad? ¿Tengo que hacer acaso un arranque con pilar de hormigón hasta el sanitario y a partir de ahí una transición a pilar metálico? ¿El CTE dice algo al respecto?

 

Gracias a todos y en especial a «De Mecánica» por este foro.

Jorge.

 

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Respuesta

(De José L. Rodríguez Vega)  02/05/07 - Panamá

 

Sin ningún problema, eleva las zapatas hasta nivel del forjado (con la precaución de dejar placas de anclaje y arranques, cartelas, etc., por debajo de este nivel). No es la primera vez que he visto «estas cosas» retallando en el solado de piso.

 

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

 

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