ref. Est-02_27/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

ref. Est-01_27/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Es debido a que si la vibración producida por el paso de soldados coincide con la vibración natural del puente, éste entra en resonancia y se produce un perfil de envolvente máximo que no hay estructura que lo resista. Yo creo que es independiete de la fatiga pero evidentemente puede influir o acentuarlo.

Ingeniero.

ref. Est-01_21/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Estimado Pepe:

La ventaja fundamental de la chapa colaborante respecto al sistema con vigas mixtas es que las vigas no requieren preparación previa en el taller. Además no cualquier taller dispone de capacidad suficiente (ten en cuenta que la pistola para soldar los pernos conectores vale unos 3000 euros, por lo que han de ejecutarse muchas obras para poder rentabilizarla). Además se encarece mucho el precio por kg al emplearse perfiles más livianos.

Respecto a detalles constructivos de forjados de chapa colaborante: http://www.europerfil.es/esp/perfilesfe.php http://www.refuerzo-forjados.com/acciaio/solai-nuovi.htm

El solape transversal es de una greca aproximadamente, y el longitudinal creo que ronda entre 150 y 200. Ojo con no hacer solapes en centros de vanos, sino en apoyos en viguetas. Espero te sirva de ayuda.

Un saludo y que paséis felices fiestas:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_20/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Estimado amigo venezolano:

La separación «s»; entre los ejes de los roblones debe estar comprendida entre un mínimo de «3a» y un máximo de «8a», siendo «a» el diametro de los agujeros, que es prácticamente igual al del roblón. Estos son valores constructivos, la distancia se debe calcular en función del tipo de esfuerzo que transmitan los roblones. También es conveniente que la separación «s», sea menor que «25e»; siendo «e» el espesor mínimo de las chapas a unir.

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

Antonio González Sánchez.

Estimado Alcócer:

Según la última revisión de los EUROCÓDIGOS estructurales («Eurocode 3: Design of steel structures, Part 1.8: Design of joints»), las separaciones mínimas deben ser (para un diámetro del agujero d):

- Distancia vertical (paralela a los esfuerzos): 2,2d

- Distancia horizontal (perpendicular a los esfuerzos): 1,2 d

Hay muchas otras dimensiones a considerar, pero éstas son las principales para el diseño del 90% de las uniones. Estas distancias están referidas a los valores mínimos y teóricos. Obvio que es necesario realizar la comprobación de aplastamiento de las chapas, ya que el parámetro a depende de estas dimensiones. Además para que pueda entrar una máquina de apriete el mínimo recomendado es 1,5d.

Para el cálculo de las uniones yo sigo el siguiente procedimiento:

1) Cálculo estático: cálculo de los tornillos y de las chapas auxiliares y de refuerzo.

2) Cálculo estético: yo recomiendo dibujar a escala la unión una vez calculada. Observarás que en ocasiones salen soluciones ridículas. Siempre hay que poner unos valores mínimos de diámetros, espesores de chapas, etc. Este cálculo lo resuelve la instrucción EAE (de la que estamos ansiosos por su aparición) puesto impone unos valores mínimos de cálculo de las soluciones (% respecto a la resistencia del perfil).

Espero te sirva de ayuda. Un saludo y feliz año nuevo 2008

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-03_19/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

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

En principio, el CTE permite utilizar soluciones alternativas a las propuestas en los documentos básicos. El punto 3 del artículo 5 de la parte 1 dice:

3. Para justificar que un edificio cumple las exigencias básicas que se establecen en el CTE podrá optarse por:

a) adoptar soluciones técnicas basadas en los DB, cuya aplicación en el proyecto, en la ejecución de la obra o en el mantenimiento y conservación del edificio, es suficiente para acreditar el cumplimiento de las exigencias básicas relacionadas con dichos DB; o

b) soluciones alternativas, entendidas como aquéllas que se aparten total o parcialmente de los DB. El proyectista o el director de obra pueden, bajo su responsabilidad y previa conformidad del promotor, adoptar soluciones alternativas, siempre que justifiquen documentalmente que el edificio proyectado cumple las exigencias básicas del CTE porque sus prestaciones son, al menos, equivalentes a los que se obtendrían por la aplicación de los DB.

EHE también recoge esta posibilidad, aunque no menciona la conformidad con el promotor.

La coletilla de la responsabilidad no sé si tiene mucho sentido, ya que el autor del proyecto asume la responsabilidad aunque use los métodos del CTE o de EHE. Desconozco las implicaciones jurídicas que pueda tener cada situación.

La duda surge en la equivalencia de prestaciones y, sobre todo, en su justificación documental. En primer lugar, desconozco si las exigencias de seguridad son iguales en AISC que en el CTE o EHE. Cada país y cada época tienen sus niveles de exigencia. Supongo, sólo supongo, que los USA tendrán un nivel de exigencia no menor que Europa. Tampoco sé si hay algún estudio que permita justificarlo documentalmente. En caso contrario, podrías hacer tú mismo una comparativa.

Si simplemente estás anticipándote  a una eventual traba administrativa, me atrevería a decir que lo más probable es que cualquier colegio admita un proyecto ejecutado con normativas conocidas como son los eurocódigos, AISC, ACI... Si ya has tenido la traba, la cosa se complica y necesitarás justificarlo documentalmente. De todos modos, se supone que no es competencia de los colegios profesionales dicha comprobación.

Por otro lado, el visado no es el mayor de los problemas. Es preciso asegurarse de que el OCT y la aseguradora —si la obra se va a asegurar— reconocen esa normativa. No conozco el funcionamiento interno de estos organismos, pero tengo la impresión de que es bastante rígido en algunos aspectos.

Un saludo,

Coya.

ref. Est-02_19/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

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

Supongo que conoces las fichas de Asefa, entre la que se encuentra una dedicada a estructuras de acero

http://www.asefa.es/index.php?option=com_content&task=view&id=87&Itemid=45

Por otra parte, aunque aún no está muy desarrollada, esta página puede aportar algo:

http://es.wikibooks.org/wiki/Patolog%C3%ADa_de_la_edificaci%C3%B3n/Estructuras_met%C3%A1licas

En especial el apartado de bibliografía:

http://es.wikibooks.org/wiki/Patolog%C3%ADa_de_la_edificaci%C3%B3n/Estructuras_met%C3%A1licas/Acero/Bibliograf%C3%ADa

Un saludo,

Coya.

ref. Est-01_19/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Para poder ejecutar el zuncho del que hablas o un durmiente de reparto resulta imprescindible descargar la viga mediante un apeo adecuado. De esta forma podrás ejecutar un cajeado en el muro para disponer un durmiente metálico o de hormigón.

Por facilidad de ejecución es mejor, en mi opinión, colocar un durmiente formado por un perfil metálico embebido en el muro y situado bajo la viga, retacado con mortero de alta resistencia. Puedes soldarle unas patillas para anclar al muro. El perfil deberá ser lo suficientemente rígido para que reparta correctamente la carga que transmite el apoyo de la viga. 

Saludos.

Fran Arias.

ref. Est-01_18/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Hola, Mª Luisa.

Bueno, para empezar, la unión será del pilar metálico con una viga (deduzco que de hormigón) y ésta será la que soporte el forjado unidireccional. Normalmente se resuelve colocando unos casquillos de UPN soldados lateralmente al pilar, siguiendo la dirección de la viga, con una longitud de 1/10 de la luz hacia cada lado y el extremo cortado en bisel. La placa de anclaje del pilar siguiente se pone en la cara superior del forjado, para poder colocarlo después de hormigonar el forjado.

Saludos.

Jesús.

ref. Est-01_16/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Estimada Estela:

Si se trata de un pórtico con un dintel horizontal en mi opinión la carga la absorberá el muro, pues no se deformará (y las deformaciones por axil son muy pequeñas, por lo que el pilar metálico absorberá una carga prácticamente insignificante). Calcula lo que se deforma la viga y por compatibilidad de deformaciones podrás hallar el desplazamiento del pilar.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_13/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Las cifras dadas son posibles y correctas, y demuestran un acero dúctil.

Saludos:

J. Manzano.

ref. Est-01_13/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

No te recomiendo que utilices ese tipo de testigos, pues como comentas pueden no mostrar signos de crecimiento aunque realmente exista. Para sitios a la intemperie puedes usar dos puntillas de acero, cogidas con mortero, una a cada lado de la fisura y registras cada semana la distancia relativa entre ellas, así si hay movimiento horizontal está cambiará y no se podrá falsear. Para medir el crecimiento longitudinal puedes medir la longitud cada equis tiempo como es obvio. Otra forma sencilla también pero más fiable en interiores es colocar una marca en vez de las puntillas y registrar la distancia relativa entre las mismas. No sé si ha quedado claro pero creo que te orientará un poco. Puedes buscar en libros de patologías donde encontrarás información más precisa. Observa el sentido de las fisuras, si siguen un ángulo de 45º se debe a que el tabique está recibiendo más carga que la que puede soportar y el esfuerzo cortante que se genera ocasiona la fisura que si recuerdas por el círculo de Mohr sigue los 45º.

J. Manzano.

ref. Est-01_11/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

No te recomiendo que utilices ese tipo de testigos, pues como comentas pueden no mostrar signos de crecimiento aunque realmente exista. Para sitios a la intemperie puedes usar dos puntillas de acero, cogidas con mortero, una a cada lado de la fisura y registras cada semana la distancia relativa entre ellas, así si hay movimiento horizontal está cambiará y no se podrá falsear. Para medir el crecimiento longitudinal puedes medir la longitud cada equis tiempo como es obvio. Otra forma sencilla también pero más fiable en interiores es colocar una marca en vez de las puntillas y registrar la distancia relativa entre las mismas. No sé si ha quedado claro pero creo que te orientará un poco. Puedes buscar en libros de patologías donde encontrarás información más precisa. Observa el sentido de las fisuras, si siguen un ángulo de 45º se debe a que el tabique está recibiendo más carga que la que puede soportar y el esfuerzo cortante que se genera ocasiona la fisura que si recuerdas por el círculo de Mohr sigue los 45º.

Nervy.

ref. Est-02_05/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

El objetivo de los topes antisísmicos es que en un eventual sismo, del tipo que sea el sismo, el puente no pierda su estabilidad. En función de lo anterior, y de acuerdo al diseño de los apoyos y el grado de riesgo que puedan representar en un eventual sismo, se diseñan los topes, tanto en ubicación como en dimensiones, resistencia, etc. En realidad los topes son elementos que limitan el movimiento que pueda llevar a la estructura a un colapso. Espero que mis comentarios te lleven a mejores caminos para que encuentres una solución óptima para tu problema especial.

Saludos.

Ing. Gilberto Olivero Granillo

P.D.: En próxima fecha le voy a poner unos topes a los apoyos basculantes de un puente de 300 m de largo, localizado en México.

ref. Est-01_05/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Hola Julián, hola a todos:

En el artículo 37 de la EHE, un poco más adelante de la tabla de recubrimientos, aparecen otras dos tablas con las exigencias de resistencia mínima, relación agua/cemento y contenido en cemento, que deben cumplir los hormigones sometidos a las diferentes clases de exposición (general y específica). Para el caso de clase específica de exposición E, exige un resistencia de 30 N/mm², relación a/c de 0,50 y contenido en cemento de 300 Kg/m³.

Un saludo,

Quique.

Hola a todos:

En la tabla 37.2.4 de la EHE hay una nota al pie de la misma que dice textualmente: «En el caso de clase de exposición H, F ó E, el espesor del recubrimiento no se verá afectado.»

Saludos cordiales,

Manuel.

ref. Est-01_04/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

ref. Est-01_03/12/07

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia en la parte superior derecha)

Hola Elías, hola a todos:

Si prolongas la armadura de negativos de cada nervio en el otro paño estás garantizando la continuidad. La capacidad mecánica de la armadura tiene que cubrir el momento negativo que produce dicha continuidad. En los artículos 22º y 23º de la EFHE habla de las disposiciones de nervios de forjados. Cuando los negativos superen el número de dos barras por nervio o cuando no coincidan los interejes, como es tu caso, la disposición se hará repartiendo las armaduras a lo largo de la línea de apoyo de los paños. A efectos prácticos esta disposición viene a reconocer el funcionamiento real de un forjado más parecido a una losa que a una serie de barras paralelas trabajando de manera independiente. Lo que se traduce en que no hay por qué disponer una armadura por nervio de cada paño sino una que cubra el mayor momento entre las dos que estén enfrentadas o «casi enfrentadas».

Un saludo

Quique.

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

El art. 23 de EFHE pone un límite a la posible desviación entre ejes de viguetas enfrentadas, incluso lo ilustra con la figura 23a. A partir de ahí, habrá que ver si con la disposición constructiva concreta se consigue cumplir esas condiciones considerando que el intereje de ambos paños será necesariamente diferente. Como alternativa se me ocurre que podría haber bovedillas de dos tamaños para poder mantener el intereje aún duplicando viguetas, pero no conozco ninguna casa de forjados que lo haga.

Un saludo,

Coya.