ref. Est-01_29/05/07

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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.

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.

ref. Est-06_28/05/07

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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.

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.

ref. Est-05_28/05/07

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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.

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.

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.

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.

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.

ref. Est-04_28/05/07

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ref. Est-03_28/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_28/05/07

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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.

ref. Est-01_28/05/07

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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

ref. Est-02_25/05/07

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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.

ref. Est-01_25/05/07

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ref. Est-01_24/05/07

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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.

ref. Est-02_23/05/07

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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.

Saludos a todos.

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

Un saludo,

Juan Ignacio.

ref. Est-01_23/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_22/05/07

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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.

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.

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.

ref. Est-01_19/05/07

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Respuesta

(De Ing. Industrial)  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.

ref. Est-02_18/05/07

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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.

ref. Est-01_18/05/07

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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.

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.

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.

ref. Est-05_17/05/07

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¡Sin respuesta!

ref. Est-04_17/05/07

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

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

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.

ref. Est-03_17/05/07

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Hola Paqui; hola, Ramón; hola a todos:

No entiendo qué significa que se doblen los estribos.

Un saludo,

Coya.

ref. Est-02_17/05/07

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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.

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

Saludos,

Quijote.

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.

ref. Est-01_17/05/07

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Respuesta

(De Coya)  20/05/07 - 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.
 

ref. Est-02_16/05/07

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Respuesta

(De J. Manzano)  25/05/07 - 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.

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.

ref. Est-01_16/05/07

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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.

ref. Est-03_15/05/07

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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.

ref. Est-02_15/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_15/05/07

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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.

ref. Est-01_14/05/07

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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.

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.

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.

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:

«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.

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.

ref. Est-01_13/05/07

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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.

ref. Est-01_11/05/07

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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.

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.

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.

ref. Est-01_09/05/07

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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.

ref. Est-01_08/05/07

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ref. Est-03_07/05/07

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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.

ref. Est-02_07/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_07/05/07

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Es una viga articulada en sus dos extremos.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

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.

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.

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.

ref. Est-01_06/05/07

Compartimos la preocupación y el criterio de García Meseguer.

Saludos,

J. Manzano.

Gracias, Ramón.

Un saludo,

Coya.

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»

ref. Est-03_04/05/07

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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.

ref. Est-02_04/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_04/05/07

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

Saludos,

J. Manzano.

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.

ref. Est-04_03/05/07

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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.
 

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.
 

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.

ref. Est-03_03/05/07

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Prueba www.ilafa.org/promocion/documentos

Saludos,

J. Manzano.

ref. Est-02_03/05/07

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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.

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.

ref. Est-01_03/05/07

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ref. Est-02_02/05/07

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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.
 

¡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!

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.

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

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.

ref. Est-01_02/05/07

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Hola, Pablo; hola Ramón; hola a todos:

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

Un saludo.

ref. Est-02_01/05/07

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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.

ref. Est-01_01/05/07

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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.