ref. Est-01_31/10/07

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Estimado Emilio José:

Yo estoy especializado en diseño, cálculo y fabricación de estructuras metálicas. Además dispongo de bastante información sobre la materia. Si deseas contactar mi correo electrónico es juanjosejdcyf@yahoo.es

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría

ref. Est-02_30/10/07

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La descripción se me hace algo confusa, pero interpreto que uno de los muros de fachada se va a apear (entiendo por empresa especializada) y se va a cajear, horizontal y longitudinalmente, para apoyar y zunchar un nuevo forjado. La profundidad del cajeado (20 cm) sobre su espesor (50 cm) también me preocuparía. No sé qué tipo de material es la «jarcia».

Pero todo tiene solución: a medida que el cajeado se fuera ejecutando, longitudinalmente, yo propondría su retacado, por puntos, con piezas metálicas prefabricadas, a estudiar, a colocar y recibir y anclar al muro, en aquellas zonas donde no vayan a interferir con las puntas de las viguetas del forjado. De esta forma, el muro no queda suelto y en precario. Y mejor, aún: cajear, únicamente, en los puntos de entrega de las viguetas, y arriostrar éstas exteriormente al muro (por el interior de la edificación), lo que debe ser más económico. Pero, debes consultar al Arquitecto y Técnicos responsables de la obra.

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-01_29/10/07

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He solido anclar muros de fábrica a pilares metálicos soldando al pilar barras corrugadas e insertando estas barras en el muro cada metro de altura del mismo.

Saludos,

Carlos T.

En general, yo soldaría varillas en Z, ó C, horizontalmente, y a lo largo del pilar. La fábrica de ladrillo iría enlazando a lo largo de la altura de éste.

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-02_26/10/07

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Tendrás que hacer los numeros del peso en una u otra solución y valorarlas teniendo en cuenta que el precio /Kg de arriostrados será más caro que el normal. Propón las 2 soluciones a un estructurista y que te las valore.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Carlos (y resto de compañeros del foro):

En respuesta a tu cuestión, he de comentarte que es muy relativo lo que preguntas. Pero hay algo que me ha sorprendido: dices que si arriostras la cabeza del pilar. El arriostramiento debe realizarse, sobre todo en naves que disponen de puente grúa, por dos razones:

1) Las correas (que generalmente son Z) no disponen la suficiente capacidad para transmitir los esfuerzos.

2) A la hora del montaje hay que atar todos los pilares para su facilidad. Sobre todo si la estructura dispone de placas de hormigón (para así no desplomarlos).

Yo siempre ato las estructuras. En ocasiones lo que hago es disponer la última correa como un perfil (por ejemplo un tubo) del mismo canto que los perfiles de correas. Respecto a si es más barato o no, eso depende fundamentalmente del incremento de mano de obra (sobre todo en montaje, que es la más cara) respecto al material utilizado. Ten en cuenta las horas adicionales de mano de obra (en taller y en montaje), de medios a utilizar (grúas, plataformas, etc.) y luego compáralo con la cantidad de material que ahorras (si utilizas 0,80 €/kg en el material base, no andarás muy desencaminado). Aunque claro, también tendrás que tener en cuenta coste de tornillos, tensores, etc. En el fondo a las empresas de construcción metálica les interesa sistemas simples. A las ingenierías ahorrar kilos. En definitiva, en ocasiones sucede que lo comido por lo servido.

Espero te sirva de ayuda. Si quieres más información debe remitir más detalles.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría

Hola compañeros:

Gracias por contestarme. Os aclaro. En estructuras de naves altas, por ejemplo 13-18 metros, el viento desplaza el pilar en cabeza en el sentido del pórtico generalmente unos centímetros. He leído por ahí, que si la nave lleva puentes grúa recomiendan que ese desplazamiento horizontal sea L/200 o menor. La solución para bajar ese desplazamiento es aumentar la inercia del pilar. Pero también lo puedes disminuir de la siguiente manera: si yo inmovilizo mediante cruces los pilares de esquina en cabeza, en los dos sentidos, luego mediante cruces dispuestas en la cubierta del edificio puedo disminuir ese desplazamiento lateral de los pórticos sucesivos en el sentido del pórtico, si la nave no es excesivamente larga en el sentido perpendicular al pórtico. No sé si eso abarataría el tener que poner pilares mas fuertes.

Gracias,

Carlos T.

Hola Carlos y hola a todos:

Yo he proyectado últimamente dos naves con puente grúa empleando el sistema que tú mencionas, aunque con una altura menor (9 m en alero). Los pilares del pórtico estaban articulados en el arranque.

El argumento tras ese sistema estructural fue el siguiente: dado que hay que arriostrar la nave frente a empuje de viento de todos modos (y si se hace como Argüelles menciona en su libro, es decir, utilizando los planos de cubierta y fachada como «diafragmas», rigidizándolos mediante triangulaciones), por un poco más de acero puedo controlar el desplome de los pilares sin incrementar su sección. Dado que la deformación de vigas trianguladas es función principalmente de su esbeltez, dicha deformación la controlo dando más canto a la triangulación, por lo que el incremento de acero se produce por aumentar la longitud de las barras (de las cuales los montantes y los cordones están ya ahí, sólo se trata de hacer más largas las diagonales, que además están traccionadas y unidas a las correas que soportan el cerramiento).

Por tanto, lo importante no es la longitud absoluta de la nave sino sus proporciones en planta (siempre que se asegure la transmisión de esfuerzos en caso de haber juntas de dilatación), que permitan crear una cercha de baja esbeltez contenida en el plano del cerramiento. En las naves que yo proyecté, limitar el desplazamiento en cabeza de los pilares aumentando su rigidez a flexión era significativamente más caro. Como medida adicional, se contó con la rigidez aportada por correas en fachada y cubierta, en una estructura parecida a un «balloon frame», que permite que las acciones locales producidas por el puente grúa sean transmitidas al resto de la estructura. Pero ésto último fué posible gracias a ciertas peculiaridades del sistema construido empleado que no son habituales (la distancia entre pórticos era pequeña y las correas estaban efectivamente empotradas en pilares y vigas. Se trataba de naves fabricadas en taller y transportadas a obra en segmentos, con fachadas y todo). Así las cosas, habiendo conseguido que fachadas y cubiertas sean rígidas en sus planos respectivos y habiendo garantizado la transmisión de esfuerzos entre ellos, empotrar los pilares en su base no mejora en nada el comportamiento de la estructura a nivel global, no transmitiéndose momentos a cimentación, etc.

Saludos cordiales

Oscar.

Estimado Carlos:

En respuesta a tu pregunta, pienso que lo más económico es arriostrar paños del pórtico mediante cruces de san Andrés a base de tirantes tensados. La rigidez de un paño triangulado mediante este sistema es muy superior a la aportada por los pilares trabajando en flexión, sobre todo para alturas de ese calibre. Ten en cuenta la carga dinámica de frenado del puente grúa y su carga estática equivalente.

La flecha que tú comentas parece razonable, para un elemento que se encuentre exento, pero todo depende de lo que haya vinculado al pórtico, como por ejemplo el cerramiento. Si es de fábrica y se dispone en el mismo plano que el pórtico (cerrando recuadros) lo más probable es que se fisure. Habría que evitar flechas que provoquen distorsiones en la fábrica superiores a 1/1000. O bien desvinculando el cerramiento de la estructura (disponerla en otro plano, interponer juntas elásticas en la unión con el pilar...)

Un saludo,

Quique.

ref. Est-01_26/10/07

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ref. Est-01_24/10/07

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He leído y releído tu descripción, y te pregunto:

¿Va a variar la cota de desembarco del actual tramo de escalera que baja hacia el portal? Si ésta no va a variar, su losa, (de hormigón), no va a variar sus condiciones de apoyo, por lo que no hay que preocuparse de ella. Entiendo que lo que llamas «gradas» en el portal, son los peldaños necesarios para bajar hasta el nivel de la entrada. Ahora quedará un paso más estrecho hacia la nueva cota del ascensor, y no toda la anchura del portal. Pero ése será todo el problema, si lo he entendido bien. 

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

Creo que se debería ilustrar la pregunta con un esquema en planta, por lo menos para entender bien qué es lo que planteas. Como norma general las losas de rellano suelen tener apoyadas las losas de escalera, así que antes de cortar me aseguraría de no convertir una losa biapoyada en una en voladizo.

Tampoco aclaras si el nivel del portal corresponde a una solera o es que hay sótano en el edificio. En el primer caso todo es más fácil puesto que se puede hacer un murete de apoyo de de la losa cortada en el terreno. Si por el contrario se trata de un forjado, habrá que disponer una viga o perfil de acero en borde del nuevo pasillo y realizar el apoyo de la losa mediante mureta de fábrica de ladrillo sobre dicho perfil. Al no conocer las circunstancias concretas no sé si lo que te planteo te pueda resultar de ayuda.

Un saludo,

Quique.

ref. Est-02_23/10/07

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Yo modelizaría la cabeza del pilar articulada. Ante la duda siempre del lado de la seguridad.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Elías B.; hola, Ramón; hola a todos:

Osaré contradecir a Daniel citando a Calavera, que en el capítulo 41.2.6 de su libro «Proyecto y cálculo de estructuras de hormigón» cita como uno de los criterios de diseño del capitel que debe tener la resistencia a flexión suficiente para garantizar que se alcance la resistencia a punzonamiento de la placa antes que la resistencia a flexión del capitel. Por lo tanto, el capitel puede tranmitir flexiones y entiendo que podrá considerarse empotrado en el hormigón. Empiezo a dudar cuando, pensando exclusivamente en la contrucción metálica del capitel, me planteo si las soldaduras entre pilar y capitel pueden garantizar ese empotramiento... y ahí devuelvo la pelota al tejado de Daniel.

Un saludo,

Coya.

Touche.

Esto me pasa por meterme donde no me llaman. Realmente no estaba seguro de la respuesta. Contesté por intuición. Así que habrá que dar la razón a quien la tiene.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_23/10/07

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ref. Est-03_22/10/07

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Hola, Caldas.

De tu pregunta parece deducirse que el forjado inclinado tiene un sólo faldón de 5 metros, es decir, que la cumbrera está apoyada. En ese caso, el forjado trabaja igual que si fuese horizontal, sin transmitir esfuerzos horizontales al muro de ladrillo. En caso contrario, si son dos faldones de 2,5 metros con la cumbrera no apoyada, se transmitirán empujes a la coronación de los muros de apoyo, por lo que el asunto es más complejo.

Saludos,

Jesús.

Puedes preparar un zuncho de hormigón con la cara superior provista de la misma inclinación del forjado. De esta manera, las cargas verticales se repartirán, realmente, sobre toda la anchura del zuncho, y no sobre una «arista». Por otra parte, no dices qué altura hay de la cumbrera hasta el forjado anterior. Supongo que la altura total estará en 2,80 + 1,50 m. Si las cargas y sobrecargas previstas son las usuales en edificación, no habrá más problema.

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

Hay que colocar un pequeño zuncho de hormigón situado encima de la pared de ladrillo. Apoyar directamente sobre ladrillo es peligroso.

Si el forjado no tiene apoyo en cumbrera, búscate un técnico porque es muy peligroso. Una vez vi un forjado de estos en el suelo y... había ¡tres operarios debajo en el momento de la caída! Quedaron «planchados». Perdón por la expresión tan macabra. Todo por un técnico incompetente que no sabía que existían empujes horizontales.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Todo plano inclinado transmite un empuje al plano horizontal. El empuje es máximo en ángulo de 45º y comienza a disminuir si el plano se inclina más siendo nulo en plano vertical. El principio del empuje lo descubrieron los arquitectos orientales y romanos, y el arco ojival o apuntado tiende a verticalizar el empuje, así como los pináculos de la arquitectura gótica, que no son un capricho estético. El empuje de una zanca de escalera contra una viga o muro produce un esfuerzo cortante, y un torsor, así como un esfuerzo rasante entre los elementos de apoyo y el apoyado. Una viga inclinada contra un pilar origina un momento adicional al pie del pilar, además de los momentos de las cargas (peso propio y cargas).

Saludos,

J. Manzano.

Como bien dicen Jesús y Daniel el otro extremo del forjado tiene que estar apoyado en una viga sobre pilares, ya sea de cumbrera o bien una viga de quiebro entre un paño horizontal y uno inclinado.

Yo calculo con CYPECAD y este programa hace una cosa muy confusa y peligrosa que es la de calcular cualquier forjado como horizontal aunque se haya introducido como inclinado. Al margen de esto, el cálculo de una mureta resistente de fábrica es muy laborioso por el CTE-DB-SE-F, por lo que yo optaría por calcular mediante una aplicación informática que lo realice (TRICALC, COMPROBAR3, etc.), para introducir cómodamente las variables de inercia del forjado, tipo de fábrica, etc.

Un saludo,

Quique.

Hola a todos:

En primer lugar dar las gracias a las personas que me han dado su opinión sobre este tema y pedir disculpas por haber tardado tiempo en responder. Me gustaría seguir ahondando sobre este asunto, y aclarar que el forjado inclinado apoya en ambos lados en muros de fábrica de ladrillo perforado de 1 pie de espesor, es decir la cumbrera también apoya sobre muro. Yo pienso que hay empuje por el forjado sobre el muro de menor altura que es de aproximadamente 2,80 m de alto que corresponde con el alzado delantero y el muro de cumbrera es de 4,30 m de altura que corresponde con el alzado posterior.

Mi duda es si el muro de fachada de 1 pie de espesor, aguanta este empuje. Muchas gracias por vuestra opinión.

Un saludo,

Caldas.

Estoy proyectando un apoyo en muro de fabrica parecido al del compañero que abrió el post, salvo que es horizontal el forjado y sí apoya en pilares en su parte central, pero mi duda está en como apoyar ese muro en el forjado del que nace. ¿Descansaríais directamente el muro de ladrillo sobre el forjado inferior o sacaríais unas esperas y armaríais ese muro? Lo digo por los efectos horizontales que se puedan derivar de los efectos del viento y de los efectos sísmicos...

Gracias

Van-ven.

ref. Est-02_22/10/07

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Se ha debido dejar o se debe colocar ahora una placa de anclaje en uno de los extremos para materializar un apoyo fijo se soldara la cercha, y en el otro extremo para materializar un apoyo móvil se puede colocar otra placa a la que se le soldaran dos angulares con el vértice hacia arriba para dejar caer la cercha, no se ha de soldar para así permitir los pequeños movimientos que se produzcan por la deformación y dilatación de la cercha, ya que los efectos térmicos no se suelen tener en cuenta en este tipo de estructuras, es más, creo que se evita tenerlos en cuenta para facilitar el diseño y el cálculo.

Saludos,

Nervy.

Fácil:

Apoya la cercha sobre una placa de anclaje recibida al zuncho de coronación del muro de fábrica. De esta manera, no tendrás problemas de cargas concentradas sobre el hormigón.

Saludos,

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-01_22/10/07

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Hola Albert,

El siguiente libro: «Construcciones con materiales prefabricados de hormigón armado», de Laszlo Mokk, ed. Urmo, es un libro que te habla de todo, desde como organizar los moldes en fábrica o campas hasta el cálculo de los medios de elevación, cálculo de los elemento estructurales...

Orientado hacia prefabricados en grandes series y para obras de gran tamaño, fundamentalmente no residenciales, como al parecer se han estado usando en la Europa del Este durante mucho tiempo. Espero que te sea de alguna utilidad.

Saludos,

Oscar.

ref. Est-03_18/10/07

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Hola Juan José,

Lo que estas diciendo nos pasa a casi todos, eso siempre me lo he preguntado. A mí me ha costado muchas discusiones con promotores, etc. Ya sabes, tiran y tiran para ahorrar algo y a veces ese algo es insignificante. A mí me han llegado a decir verdaderas barbaridades (hablando técnicamente) de obras que han hecho (¿Por qué tu obra lleva más hierro que la que hice...?)

Creo que el foro tendremos miles de casos que si los contamos nos pasaremos años para leerlas. Y lo que le dijeron el otro día a un compañero Ingeniero, si tú no se la haces llegará otro y se la hará. Yo personalmente me considero muy estricto, pero cierto es que antes lo era más. A veces utilizo el arma de «es que la OCT no me deja», pero claro en otras obras no puedo porque no hay OCT, como son temas industriales...

Bueno nada más decirte que comparto plenamente tu opinión.

Un saludo,

Ingeniero Industrial.

Hola a todos,

Me alegro de que alguien saque este tema a relucir. Es totalmente vergonzoso como se diseñan algunos proyectos y la documentación que les acompañan. Ahora mismo estoy calculando, pero anteriormente estuve trabajando como OCT.

Primero deciros que todos los proyectos que revisé llevaban alguna Reserva Técnica, ni uno estaba bien del todo. Las memorias de cálculo que les acompañaban no tenían nada que ver con lo que reflejaban en los planos, hablaban de cuatro alturas cuando en realidad eran ocho... Distintas tipologías de forjado... En fin, un desastre. Ni que decir de los detalles... Horrible.

Creo que en parte nos desprestigiamos nosotros mismos, ya que accedemos (por eso de que si no lo haces tú lo hará otro) a hacer cálculos no conforme a la normativa, sino conforme al presupuesto. Parece mentira que todavía te sigan diciendo cosas como «pero cómo que esto no vale, si aguanta la ostia (textualmente)» cuando tenía un coeficiente de seguridad cercano a 0,5. A lo que voy es que estoy totalmente de acuerdo con las opiniones de mis compañeros. Con los programas de cálculo hoy en día, en los cuales, cualquiera puede meter una estructura y te sacan los planos hechos, ves verdaderas barbaridades por poner directamente lo que sale de estos programas sin tener ni idea de lo que se está haciendo. Por eso digo que somos los del gremio los que a veces nos tiramos piedras sobre nuestro propio tejado.

Algo como la estructura del edificio, que para mí es la parte más importante del proyecto, se toma por «el pito del sereno» en muchos casos. Los colegios no deberían existir para visar los proyectos, no valen para nada, no revisan nada, sólo les importa que estén los planos, etc. Bien o mal, da igual.  Menos mal que las estructuras no tienden a caerse, porque si no...

Un saludo a todos,

Super8.

Hola a todos,

Parece que hay un pesimismo triste, pero eso no es así. En primer lugar los Colegios profesionales en general son un registro de profesionales para evitar el intrusismo y como registro de trabajos para delimitar responsabilidades (a favor o en contra), todo ello exigido por Leyes. Conozco muchos casos en que los jueces han reclamado a los Colegios trabajos visados y conformidad del ejercicio profesional, y los peritos forenses comprueban el cumplimiento o no de las normas, que ahora son más amplias y duras (LOE, y CTE, etc.)

Por citar un caso histórico, allá por los años 50, en uno famosos almacenes de la c/ Preciados de Madrid se desprendió una placa de piedra que mató a una persona. La existencia del proyecto y de los detalles correctos en el Colegio, visado, eximió al arquitecto de responsabilidad en este caso, ya que la ejecución fue defectuosa por parte de la contrata. Ahora vienen a morir unos 60 operarios al año en obras de ingeniería y edificación, sin contar los lesionados o con secuelas, y comienzan a ir constructores a la cárcel por incumplimiento de medidas de seguridad, por lo que los problemas no radican solamente en los cálculos de los elementos de obra. El seguro decenal ha pasado a ser obligatorio y las OCT (Oficinas de control Técnico, promovidas por las aseguradoras) pueden rechazar el aseguramiento por proyecto defectuoso, y la inspección y fiscalización de obras en el término la tienen encomendada los Ayuntamientos por Ley.

Respecto a la calidad de los proyectos, son responsabilidad de cada uno, y el que no los prepare con las normas se la juega, como se la juega un médico por mala práctica profesional. Parece que las Leyes solo se leen cuando pasa algo, y hay que pedir responsabilidades e indemnizaciones, pero cualquier profesional ha de estar previamente enterado de las normas y reflejarlas en sus proyectos y actuación.

Saludos,

J. Manzano.

ref. Est-02_18/10/07

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Hola Ramón,

Esta «t» de la que hablas se refiere al espesor del hormigón que hay por encima de la bovedilla. Si te fijas, en todos los dibujos de esta tabla siempre la «t» es esta dimensión.

Un saludo,

Super8.

ref. Est-01_18/10/07

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Pues ni ventajas ni desventajas. Son dos cosas distintas. Entiendo que una grúa pórtico es aquella que tiene un dintel por donde transcurre el carro y dos pilares que se apoyan en unos raíles. Un semipórtico se apoya en el suelo mediante un pilar y en una viga carril que estará a la altura del dintel del pórtico.

Depende del solar, de si puedes poner esa viga carril sobre los pilares del edificio industrial, si es que existe, etc.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-02_17/10/07

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Antes teníamos una norma muy antigua y ahora de repente vamos a tener dos. No sé muy bien, pero he oído que la EAE va a incluir también obras públicas, puentes y esas cosas.

¿Cómo se van a repartir las competencias entre el Código Técnico y la EHE? Ojeé hace tiempo un borrador de la EAE y se parece mucho al CTE pero me gustó más.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Respecto a lo que he podido ver del Código Técnico y de la EAE, mi conclusión es la siguiente: lo mejor sería traducir directamente la normativa AISC y utilizarla. Sin duda alguna es la que está más avanzada y detallada, incluye ejemplos (sí, como los libros de texto), y abarca todo tipo de detalles tanto en estructura soldada como atornillada.

Además por lo que he podido observar la norma NBE-EA95 está mucho más avanzada en cuestiones de detalles de soldadura (creo que traducción de la AWS americana). Por tanto, mi opción, es utilizar la norma AISC. Para más información: http://www.aisc.org

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría

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

No sabré cual será el ámbito de aplicación de EAE hasta que salga publicada. En un curso del CTE comentó el ponente que durante la redacción había discrepancias sobre si publicar o no documentos básicos para acero y para hormigón. Supongo que finalmente decidieron no elaborar el de hormigón porque ya existía EHE y sí elaborarlo de acero.

En el fondo me suena a guerra interministerial (EHE y EAE son de Fomento y CTE es de Vivienda) y todo el mundo quiere parte del pastel. Mi teoría es que el CTE en la parte de estructuras podría simplificarse mucho... a un solo párrafo: aprobar oficialmente los eurocódigos. Si se trata de justificar su trabajo bastaría con que editasen guías de aplicación y documentos interpretativos de los eurocódigos. Redactar normativas paralelas es una pérdida de ti€mpo y de r€cursos.

Un saludo,

Coya.

Hola a todos,

Por lo que yo sé, la EAE va a estar más enfocada a la obra civil y a construcciones industriales, ya la parte de edificación está cubierta por el CTE.

Todavía no he tenido tiempo de ojearla pero espero que no se contradiga con el CTE, porque si no tendremos el lío montado.

Yo lo que no sé, es por qué han sacado ahora tanta normativa, si dentro de poco, muy poco, se van a derogar por los Eurocódigos. Bueno, sí lo sé. Porque hay que sacar dinero de algún sitio.

Un saludo a todos,

Super8.

ref. Est-01_17/10/07

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Si la nave va a estar abierta, entiendo que sí hay que calcularla con las acciones de viento. Con esas dimensiones de 10 x 6 m ¿altura? no creo que influya mucho el viento.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Me refería, igual me he explicado mal, a una nave como de 100x100 m y unos 15-20 m de alto y de puertas que pueden estar abiertas de 10X6 m. Las estructuras interiores podrían a lo mejor permanecer, por ejemplo, 3-6 meses hasta que se cierre la nave (paredes). Yo creo que sí hay que considerar estructuras temporales o situaciones temporales, porque el hecho es que en ese periodo de tiempo el viento afecta o puede afectar, ¿algo citan las normas?

Un saludo,

Ingeniero.

Hola ingeniero,

Hay que dimensionar las estructuras para la situación más desfavorable que se pueda presentar a lo largo de su vida, eso obliga muchas veces a que un elemento se dimensione para una situación crítica de montaje o construcción. Lo cual no implica que no se puedan emplear medios auxiliares que garanticen que una estructura no va a sufrir esfuerzos mayores que a los que experimentará de manera habitual. Puedes perfectamente arriostrar la nave por medio de elementos provisionales, apuntalando o atirantando siempre que sea viable su presencia en la obra y no afecten a la ejecución del resto de la misma.

Un saludo,

Quique.

ref. Est-01_16/10/07

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No se entiende la descripción. Mejor un croquis con medidas

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_15/10/07

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Pues efectivamente con el viento sobre las marquesinas hemos topado. En el CTE salen unas presiones muy grandes pero creo que hay que cumplirlas. Además no hay mas que ver las imágenes de la tele con los vientos en Mallorca para que todo te parezca poco. Por otra parte, el costo de la estructura frente al de los paneles fotovoltaicos será insignificante, ¿no?

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_14/10/07

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Hola Javier,

La justificación de la resistencia del hormigón viene dada por los certificados de ensayo sobre el hormigón proveniente de central de hormigonado. Los anejos 26 y 27 de la EHE obligan a realizar estos ensayos si la empresa no los hubiere realizado. De esta manera se puede atribuir una resistencia característica al hormigón proporcionado. Ten en cuenta que el hormigón es un material heterogéneo y por tanto la única manera de justificar una resistencia es mediante ensayos de laboratorio sobre una composición que es siempre exactamente igual. Por tanto no hay manera de justificar un cambio de tamaño de árido si no se dispone de certificación de ensayo para la nueva composición.

Los artículos 30 y 39 hablan de la determinación de la resistencia característica real o la estimada del hormigón a partir de ensayos normalizados sobre probetas. Es a partir de ellos como comprobamos la correspondencia entre la resistencia característica adoptada en proyecto y la que realmente tenemos en obra. El artículo 88 se refiere a los ensayos de control del hormigón y se establecen el número mínimo de lotes y amasadas por lote a considerar en la obra, en función del nivel de control. Si no se han hecho probetas de un forjado en concreto hay que revisar la tabla de lotes en que se ha dividido la obra para ver si se puede atribuir la superficie de ese forjado a otro lote del que si se hayan hecho probetas. Hay que cumplir los límites que impone la tabla 88.4.a en cuanto a volumen, amasadas, tiempo de hormigonado, superficie y número de plantas.

Un saludo,

Quique.

ref. Est-03_11/10/07

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Si tienes dos superficies próximas, podrás soldarlas. Eso significa fundir las dos caras que tienen que contactar, ayudándose del electrodo, y con la masa resultante, rellenar el espacio entre ellas. Una soldadura sobre la otra no añadiría mayor superficie de contacto, excepto que la soldadura hubiera quedado incompleta (espacio sin rellenar).

Debería hacerse con el mismo tipo de electrodo, picando bien por si hubiera quedado masa desprendida. De todas maneras, voy a repasar mis apuntes sobre soldaduras. Si encuentro algo añadir, lo haré.

Saludos.

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-02_11/10/07

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Hola Falcon.

La armadura en «U» de la que hablas, tiene contribución a cortante y también a torsión, siempre que respetes las longitudes de solape de las barras y tengas la cuantía mínima necesaria que te dice en el articulo 49.4 de la EHE. Lo único es ver si se agotan antes las bielas o la armadura longitudinal. Si esto ocurre, aumentar la armadura transversal sería tirar el dinero (en lo que a torsión se refiere).

Super8.

Hola Falcon.

Respecto a tu consulta, si el calculo original tenía en cuenta el cortante producido por la carga y la torsión, veo suficiente lo que has dicho. Date cuenta que lo que obtienes es el cortante y el cortante producido por la torsión (hay que sumarlos).

Como bien dice Super8 tienes que comprobar (si no se tuvo en cuenta en el cálculo original) las bielas ya que si no se cumple la condición la colocación de estribos no es suficiente, entonces deberías: aumentar el ancho de la viga, aumentar el canto (sección) o mejorar la resistencia del hormigón.

Un saludo,

Ingeniero industrial.

ref. Est-01_11/10/07

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Puedo decirte que yo no conocía el postensado (en Europa no se utiliza, en edificación, en la práctica). He empezado a encontrar información en la página http://www.acies.es Debe de haber bastantes más. No he encontrado libros, en España, pero debe de haberlos. Esa información me la han contado en este mismo foro. Seguramente, algún otro lector conocerá mucha más información que yo.

Saludos.

José L. Rodríguez Vega.

ref. Est-01_10/10/07

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Hola Mike, hola a todos.

Me parece una estupenda idea, de hecho no sé en que he estado pensando todo este tiempo para no haber caído en algo tan útil, más cuando el documento parece adolecer de varias erratas y no parece que desde el Ministerio se decidan a lanzar una versión corregida...

Vamos allá. Aquí podéis encontrar una nueva página, que ya iremos puliendo, al respecto:

>> Errores o erratas del CTE

Espero vuestra colaboración. Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

ref. Est-01_09/10/07

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Tienes razón, en cuanto a que una estructura hay que calcularla, no sólo en cuanto a cargas verticales (lógico), sino a cargas horizontales (¡?). Esto, que parece, en principio, algo raro, no lo es. Estas cargas horizontales se deben, principalmente, a los movimientos sísmicos. Te confieso que no he utilizado la Norma Sísmica Española; pero sí la francesa, y alguna americana, por haber trabajado en el extranjero. Si consultas la normativa sísmica, te dará pistas.

Saludos.

José L. Rodríguez Vega.

Muchas gracias, Jose.

Cuando me refiero a esfuerzos horizontales hago referencia sobre todo a esfuerzos de viento ya que en la zona donde se ubica el edificio no es zona sísmica. En cuanto al arriostramiento vertical, todavía no tengo claro si una estructura de hormigón en el que los nudos se consideran rígidos necesita arriostramiento mediante pantallas o algo similar. De hecho he leído en un libro que en estructuras metálicas, cuando los nudos son rígidos (no articulados) no necesita ningún tipo de arriostramiento (ni pantallas, ni cruces de San Andrés. Por otra parte he leído en otro libro de estructuras de hormigón que siempre hay que arriostrarlo en vertical con pantallas o similar. ¿Pero los nudos en estructuras de hormigón no se consideran rígidos? ¿Entonces no sería como en el caso de las estructuras metálicas de nudos rígidos que no necesita ningún tipo de arriostramiento vertical? Espero que me podáis ayudar a resolver mis dudas.

Muchas gracias.

Gese.

ref. Est-01_08/10/07

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Sincera o no, si puedes vete más hacia 1,50 m saldrá más barata (menos pesada) pero... si no tienes problemas de alturas.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-03_07/10/07

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Hola, Super8; hola, Ramón; hola a todos:

La pregunta pide un esquema. Tal como lo pones, lo que tienes, más que problemillas, es un edificio-decorado, valoración que por las comillas deduzco que compartes.

Lo primero que se me ocurre es poner alguna triangulación. Otra posibilidad son pilares mixtos, que con la misma sección resultarán algo más rígidos, pero dada la complejidad de sus uniones desconozco su capacidad real para disminuir realmente el desplazamiento horizontal. Finalmente, puede servir de algo poner vigas entre los pilares que rigidicen algo el comportamiento como pórticos del edificio.

Un saludo.

Coya.

Gracias Coya.

He conseguido disminuir los desplazamientos horizontales bastante, ya que a los arquitectos de turno les he convencido para poner algún pilar que otro y unas vigas de canto que ayudan bastante. Efectivamente, yo no lo podría definir mejor, «Edificio decorado».

Ahora tengo otra pega. Resulta que me dan esfuerzos muy diferentes en las pantallas, si las calculo empotradas en la cimentación o si las calculo con losas de cimentación. Supongo que será por que las losas perminen una distribución no uniforme de tensiones (muelles) y la losa al «girar» un poco, descarga la pantalla.

Un saludo y gracias,

Super8.

Hola, Super8; hola, Ramón; hola a todos:

Creo que la modelización de losa es algo más aproximada a la realidad que la simplificación que supone la zapata, que no es más que una coacción exterior con desplazamiento y giro nulos. La losa consigue reproducir aunque sea mínimamente -mediante el modelo del coeficiente de balasto- la interacción con el terreno.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-02_07/10/07

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Hola Pak, hola a todos.

Si no me equivoco, la regla de los 2/3 no está avalada por ninguna norma. He leído que dicha dimensión podría tener que ver con el borde del núcleo central de un rectángulo de espesor el de la fachada y longitud infinita o quizás simplemente con el espesor mínimo que permite, en el caso de hojas de un pié, disponer el espesor adecuado para chapar con una plaqueta.

El caso es que dicha regla, ampliamente utilizada, no es garantía alguna de estabilidad de la fábrica... Dicha fórmulación no tiene en cuenta la esbeltez del cerramiento, ni la magnitud de las cargas. Bastarían estas dos razones para hacernos considerar su seguridad.

Actualmente, en el marco del CTE es necesario calcular el apoyo de las fábricas. Para ello habrá que considerar las condiciones de borde del cerramiento, las cargas, la resistencia a flexión de la fábrica, etc. El DB SE F propone dos métodos para abordar el problema (artículos 5.4.2, 5.4.3 y 5.4.4): tratando al paño como una placa con lo que se aprovecha, si es posible, la capacidad a flexión de la fábrica en las dos direcciones, o como un arco.

En general, en mi opinión y sin querer ser alarmista, los distintos agentes ligados a la construcción (no sólo proyectistas) todavía no han reparado lo suficiente en este aspecto del CTE, que a la larga puede traer algún problema. Me refiero a cuando delante de un juez con unos pocos números se demuestre que el apoyo del cerramiento con fisuras no entra ni a tiros dentro de esos 2/3... 

Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

Hola a todos.

Yo me he encontrado con que normalmente son las «queridas» OCT las que exigen esos 2/3 de apoyo para las fábricas.

Saludos,

Jesús.

Estimados compañeros:

Pienso que la pregunta que hace Pak es sobre como apoyar una fachada sobre un forjado y no sobre como apoyar un forjado sobre una fábrica, por lo que entiendo que no es de aplicación el DB SE F. Si la fachada no es estructural el problema se reduce a que el apoyo sea estable, es decir el centro de gravedad de la fábrica entre dentro del forjado. Para un 1/2 pie de ladrillo (12 cm) y teniendo en cuenta la holgura necesaria en este tipo de trabajos, con apoyar 8 cm no deberíamos de tener problemas.

Un saludo,

Rogelio.

Hola Rogelio, hola a todos.

Ojalá fuera así de sencillo, Rogelio, pero me temo que no. El nuevo CTE, y concretamente el nuevo DB SE F trae consigo una serie de novedades que conviene considerar desde ya.

Respecto a si apoya el forjado sobre la fábrica o al contrario al CTE le es indiferente ya que su ámbito de aplicación abarca tanto muros sustentantes, digamos los que antes se regían por la antigua NBE-FL 90, como sustentados (art. 1.2.1), o sea, nuestras fachadas tradicionales que hasta ahora carecían de normativa con carácter obligatorio desde el punto de vista resistente.

Para el DB SE F una fachada no es más que una estructura, concretamente un muro de fábrica con unas características resistentes y de contorno, sometido a una serie de solicitaciones (el viento y su propio peso generalmente). La regla de los dos tercios quedará en algunos casos del lado de la seguridad y en otros no.

Semejantes exigencias plantea el DB en cuanto a temas tan trascendentes como las juntas en cualquier tipo de fábrica (sustentante o sustentada) o en cuanto a las flechas... ¡Ojo a esto último! porque se prescribe que la deformación vertical entre dos puntos cualesquiera de un mismo paño no puede ser mayor que 1/1000 de la distancia que los separa (Art. 2.4.1). No tengo claro si se trata de un lapsus de los autores del DB o si ha de hacerse alguna interpretación al respecto (¿sólo muros sustentantes? ¿flecha activa? ¿combinación frecuente?) pero, en principio, sólo comparar con los criterios de nuestra actual EHE basta para echarse a temblar...

Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

Estimado Gestodedios, estimados compañeros:

Efectivamente el DB SE F, en su artículo 1.2.1 habla de fábrica sustentante y de fábrica sustentada, pero ambas estructurales como se refleja en el Ambito de Aplicación:

«El campo de aplicación de este DB es el de la verificación de la seguridad estructural de muros resistentes...»

 Entiendo que una fábrica sustentada , objeto de esta DB SE F, es aquella que siendo estructural (recibiendo carga) la transmite a un forjado o a una viga. Un tabique interior, una fachada apoyada en un forjado... no se deben considerar fábricas resistentes, si no entraríamos en contradicción con las limitaciones por ejemplo de flechas admisibles, como bien dice Gestodedios.

Un saludo,

Rogelio.

Hola a todos:

Estoy de acuerdo con gestodedios en que la fachada es una fábrica sustentada y entra dentro del ámbito de aplicación del CTE-DB-SE-F porque estrictamente se trata de un elemento estructural trabajando a flexión por efecto lateral de viento.

Las interpretaciones de las normas se pueden hacer pero estrictamente bajo la responsabilidad del técnico. Yo particularmente sigo el criterio de los asesores de mi colegio profesional, que se basan en las consultas realizadas al Ministerio. Hay un artículo referido al cálculo de este tipo de fábricas:

«CÁLCULO DE MUROS DE FÁBRICA SOMETIDOS A CARGAS LATERALES DE VIENTO»

Autores: Dolores Otero Chans, Francisco Javier Estévez Cimadevila

Localización: Hormigón y acero, ISSN 0439-5689, Nº 240, 2006 , pags. 55-62

Si os sirve de algo yo he intentado calcular la fábrica sustentada como losa y los resultados eran incoherentes. La razón según me han explicado es que para el espesor de hoja habitual en cerramientos, el método no sirve. Hay que ir directamente al cálculo como arco, que es bastante sencillo y cumple perfectamente. Para el cálculo de la fábrica sustentante directamente hay que recurrir a una aplicación informática porque el proceso es muy laborioso y no merece la pena perder tanto tiempo.

Un saludo,

Quique.

ref. Est-01_07/10/07

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ref. Est-01_06/10/07

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¿Forjados reticulares de perfiles de acero? ¡Eso es muy raro! No he visto nunca.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

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

Nunca he visto forjados reticulares de acero laminado, pero sólo imaginando su posible proceso constructivo creo entender el motivo.

Por otro lado, desde el punto de vista conceptual, el acero es un material demasiado caro para una tipología tan isótropa trabajando a flexión. Lo más parecido que se me ocurre es una malla espacial, pero sus campos de aplicación son totalmente diferentes a los del forjado y los esfuerzos son únicamente de compresión y tracción.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-01_05/10/07

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Ante esos daños que muestran una defectuosa ejecución del hormigón, lo más seguro es demolerla completamente y reconstruir el piso con vigas y entrevigados, debidamente calculados. A las vigas se les puede seguir las flechas y sustituirlas, en caso necesario.

Saludos,

J. Manzano.

ref. Est-01_04/10/07

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En cuanto al caso de losas macizas de hormigón armado en forjados, resulta siempre conveniente disponer armaduras a modo de zuncho en borde para atenuar/controlar los efectos de fisuración que se puedan producir por retracción y cambios de temperatura. Además en el caso de forjado con bordes libres (voladizo) se haría más necesario para uniformizar las deformaciones en punta (con ello se facilita la colocación de elementos a modo de barandillas, cerramientos...)

 En el caso de losas de cimentación, el fin es atenuar los picos de tensión transmitida al terreno que se producen en el contorno, uniformizando el reparto de cargas procedentes de pilares o muros perimetrales. También si existen pilares perimetrales, puede ser necesario colocar armadura de punzonamiento, con lo que al menos un tramo de zuncho perimetral sería exclusivamente necesario por este motivo Al margen de ello, siempre la disposición de estos elementos facilita el montaje de los armados de losa, tanto si se conforman in situ como si son mallas electrosoldadas.

Toni.

Hola.

En el caso de losa de forjado apoyada sobre soportes perimetrales, también conviene que esos zunchos de borde resistan algo de torsión para reducir flechas en los paños interiores de la losa.

Saludos,

Jesús.

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

En losas macizas, que generalmente tienen poco espesor, no soy partidario de poner zunchos de borde, ya que no hay espacio para ellos. Si al espesor de la losa le restamos los recubrimientos y las armaduras superiores e inferiores -armadura base más refuerzo y ojo con los solapes- lo que queda entre ambas capas de armadura difícilmente podrá albergar un zuncho. Prefiero poner armaduras en U, con la base de la U en el canto del forjado, y dos barras longitudinales paralelas a las aristas del forjado.

Un saludo,

Coya.

Estoy totalmente de acuerdo con Coya. Además lo propuesto ayuda al cortante, al punzonamiento Y A LA EJECUCION.

Saludos,

Mike «El viejo».

Hola a todos.

Yo no estoy de acuerdo con lo de no poner zunchos de borde en las losas de forjado. Yo creo que son necesarios ya que casi siempre tiene encima el cerramiento y estos ayudan a repartir las cargas a los pilares y muchas veces tienen esfuerzos flectores importantes. Además si la losa se calcula apoyada en estos zunchos, nos ahorramos la comprobación a torsión, pero aumentan dichos esfuerzos flectores; en cambio si la losa no se calcula apoyada, estos zunchos tienen que resistir el esfuerzo torsor con lo que habría que realizar dicha comprobación.

En cuanto en las losas de cimentación, son imprescindibles, los zunchos, si apoyan en ellos y pilares o muros, ya que si el borde de la losa, sufre un asiento distinto al resto de la misma, los esfuerzos a resistir por estos aumentan mucho.

Un saludo,

Super8.

ref. Est-02_03/10/07

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ref. Est-01_03/10/07

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Supongo que te refieres a chapas de pequeño espesor. Hay unos «tochos» sobre todo tipo de estructuras que se pueden bajar de Internet. No me acuerdo la dirección exacta pero si en google pones SSEDTA te salen estas publicaciones. Son unos libros de teoría con algunos problemas hechos que abarcan todo el campo de la construcción metálica. Los han elaborado varias Universidades europeas. En uno de los tomos trata este tipo de estructuras y en concreto el de correas tipo Zeta, Ce o sigma con algún ejemplo desarrollado. También puedes escribir en google Structural Steelwork Eurocodes. Te saldrán las mismas páginas

Si no lo encuentras mándame un mensaje y te podré dar más información, sobre todo de correas.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Juan José; hola, Ramón; hola a todos:

En este enlace hay varias tesis que tratan el tema.

http://bibliotecnica.upc.es/FenixDoc/tesis_inv.asp?UE=737&ID=0000348

En el momento de escribir este texto no funcionaban los enlaces a cada tesis, pero todo será probar o buscar otra fuente.

En la UNAV también hay investigaciones sobre el tema, no sé si publicadas:

http://www.unav.es/estructuras/pagina_5.html

De postre:

http://i3a.unizar.es/ficha_publicaciones.php?ver=4167&PHPSESSID=5d5cd895905a8fc604e53148e57091cc

Un saludo,

Coya.

ref. Est-02_02/10/07

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En un buen libro de Resistencia de Materiales puedes encontrar estos datos. En vigas de sección circular maciza la ecuación es t=4/3 T/Área.

El área es el área del círculo. Es decir la tensión cortante es el 33 % mayor que la tensión cortante media (t=T/A) y se produce el todos los puntos de la línea neutra (diámetro del eje).

En secciones circulares huecas pero cerradas (corona circular) no he encontrado la fórmula. Tendrás que estudiarte el capítulo y aplicar la fórmula de Collignon pero podrías estimar que es un 50% superior a la tensión media.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

¿En estructuras de hormigón, en masa, armado o pretensado?, ¿en estructuras metálicas?, ¿en estructuras de madera?, ¿acaso en estructuras mixtas? Lo digo por centrar el debate, lo que al mismo tiempo responde a parte de la pregunta.

La formulación es muy complicada, y requiere dominar muchas otras disciplinas, fundamentalmente el análisis matemático, el cálculo diferencial, la resistencia de materiales, los fundamentos matemáticos de las técnicas... etc.

Félix Nieto.

Disculpad la imprecisión en no definir el material. Cuando he hecho la consulta tenía en mente pilares metálicos, y por extensión barras metálicas macizas. En otra ocasión también se me planteó la duda para un pilar de hormigón.

En conclusión, cuanto más podáis decir de los diferentes materiales usuales de estructuras mejor.

Gracias por la ayuda que me podáis dar en bibliografía o en formulación directamente. Saludos,

Ribmo.

El cálculo, en lo que a hormigón armado se refiere, viene definido en la EHE, en el artículo dedicado al calculo del cortante. Está un poco confuso ya que te habla de un «b_o» un poco difícil de entender en la definición. Creo que era, hablo de memoria, 2/3 del canto útil, o algo así.

Super8.

ref. Est-01_02/10/07

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Hola Rubén,

Yo en principio no veo demasiado problema ya que f_est>0,9 f_ck. De todas formas, mira el artículo 88 de la EHE. «Ensayos de control del hormigón». También debéis mirar el pliego de prescripciones Técnicas.

Un saludo,

Ing. Industrial.

Si como has comentado, se han extraído testigos de hormigón curado y se siguen obteniendo resultados bajos, ya casi se puede descartar una mala manipulación o extracción de probetas (o al menos se reduce la posibilidad de ello). Todo apuntaría en principio a que el hormigón suministrado a obra era defectuoso o su curado no fue el adecuado.

En cuanto al tema de durabilidad, la Dirección Facultativa te puede pedir albaranes de suministro a fin de comprobar si las dosificaciones y tipo de cemento utilizados fueron los adecuados.

En cuanto a la bajada de resistencia, podrían solicitar como poco un recálculo de los elementos de cimentación afectados justificando que los coeficientes de seguridad, aunque bajen mínimamente, sigan siendo suficientes (si realmente siguen siendo así. En cualquier caso, están en derecho de no aceptarla, sugerir penalizaciones (la planta suministradora también tendría responsabilidad en ello) y/o recalces en la cimentación.

Un saludo,

Ing. Industrial.

Mira la norma EHE. Pero así, a bote pronto, creo que si la resistencia no baja de un 10% no tendrás problema. Eso sí, una buena bronca a quien corresponda no estaría de más... Para que no se repita. Además en los cimientos de una nave industrial el hormigón suele trabajar a tensiones pequeñas.

Consúltalo con el profesional que calculó las naves

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Supongo que las resistencias que citas serán a 28 días de edad. Si es así, evidentemente pasa algo, porque 2 de 8 probetas y 2 de 5 testigos no cumplen la prescripción de proyecto.

Yo en primer lugar evaluaría las consecuencias de esa disminución de la resistencia característica de proyecto en la respuesta estructural, porque la resistencia mínima de todas las medidas es superior a 20 MPa, es decir, superior a la de un hormigón HA-20, y al tratarse de cimentaciones superficiales de una nave, a igualdad de geometría de las zaptas y de armado, el considerar un HA-25 o un HA-20 en los cálculos no va a tener mucha repercusión en el resultado final, es decir, no va a ser determinante. Probablemente lo que os ha pasado, es que por error se ha pedido y/o suministrado un HA-20 en vez de una HA-25, por lo que, si es así, y si además no tiene repercusión en la seguridad estructural, lo único que puede pasar es que el Director de Obra os descuente algo en la próxima certificación.

Saludos a tod@s.

Juan Ignacio.

Además de lo que te han indicado influyen una serie de aspectos:

Número de probetas del lote. Valores de rotura a los 28 días de todas, no basta con el valor menor. Calificación inicial de la planta. Con ello se puede calcular el recorrido y en función del recorrido y de la calificación de la planta se obtiene el coeficiente de reducción.

Si envías todas las resistencias del lote a 28 días y las de los testigos, te podría hacer un escrito razonado, si tienes resistencias a 60 días mejor (envía e-mail y da tiempo, entre semana curro).

Con los valores que indicas puede ser valido el hormigón o no, de todas formas siendo una zapata lo mas probable es que sea valido por cálculo.

Saludos,

Mike «el viejo»