ref. Est-02_31/01/08

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Hola Juan Antonio:

Siento decirte que no se debe poner la bañera que me comentas. 350 peso propio forjado + 200 carga muerta + 200 sobrecarga uso, con el peso que das y las dimensiones de la bañera, ya de sobrecraga de uso te vas a unos 310 y a esto hay que sumarle el peso de la gente, por tanto yo no me arriesgaría y sí hay precedentes de daños estructurales por estas cosas, incluso derrumbes de forjados.

Un saludo,

Ingeniero Industrial.

ref. Est-01_31/01/08

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ref. Est-01_30/01/08

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ref. Est-01_29/01/08

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Estimado amigo mejicano, Erik:

El peso por metro cuadrado de una losa maciza de hormigón armado (HA); es muy sencillo de obtener, la cubicas y multiplicas el volumen por el peso especifico del hormigón armado que es 25 KN/m² o 2,50 T/m²(Mp/m²) o 2500 Kp/m².

Por ejemplo, para canto 12 cm, sería: 1 x 1 x 0,12 x 25 = 3 KN/m² (300 Kp/m²). Para canto 18 cm: 1 x 1 x 0,18 x 25 = 4,5 KN/m² (450 Kp/m²).

Para el caso de los forjados reticulares, o losas aligeradas, para el caso de las soluciones más habituales en España, con interejes de 80 x 80 cm, y capas de compresión de 5 a 10 cm, según cantos, los pesos orientativos son:

a) Forjado Reticular 20 cm (15+5) = 3,4 KN/m²

b) Forjado Reticular 25 cm (20+5)= 3,7 KN/m².

c) Forjado Reticular 30 cm (25+5)= 4,1 KN/m².

d) Forjado Reticular 40 cm (30+10)= 5 KN/m².

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

Antonio González Sánchez.

ref. Est-01_28/01/08

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La aparición de fisuras longitudinales en cielos rasos enyesados, corren paralelas a la viguetas coincidiendo con sus bordes, por ser ésta la línea que presenta solución de continuidad, ya que el yeso queda en una línea hueca y por el único sitio donde puede romper, ya que no resiste las tracciones causadas por las flexiones, amén de la elevada relación agua-yeso que impone un esfuerzo tan duro como es el de este oficio. Por añadidura, muchos operarios matan el yeso rebatiéndolo tras el fraguado, lo que causa una pérdidas de propiedades resistentes y, por supuesto presente mayor retracción de secado tras el fraguado.

Un saludo,

Juan de Quesada.

ref. Est-01_26/01/08

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Estimado Charli:

Como respuesta a tu consulta, en mi opinión hay varias soluciones alternativas:

1) Cajear el pilar: es decir, yo probaría a soldarle dos platabandas en ambos lados al pilar, para así darle inercia en el sentido longitudinal. Quedaría una solución más estética, pues en el fondo todos los pilares se verían iguales.

2) Realizar un pórtico contraviento: puedes realizar un pórtico de arriostramiento que limite mucho más los desplazamientos.

3) Pilares en cruz: si tomas un perfil (por ejemplo IPE500), lo cortas por la mitad en el sentido longitudinal y cada mitad la sueldas al centro obtienes también un incremento de la inercia en el sentido desfavorable.

4) Pilar tubular: igual y disponiendo una estructura tubular ahorras muchos sistemas de arriostrados complejos. Ten cuidado, pues los tubos son más caros en precio y más difíciles de encontrar y a partir de una sección determinada sólo se encuentran en S355.

5) La solución que tú propones. Ahora, tendrás que disponer que ver la unión del dintel con el pilar, para ejecutarla articulada o rígida. Respecto a la consideración de 0,7; pues todo depende del plano que consideras (el del pórtico o el longitudinal). Según cada plano tendrás un coeficiente de pandeo u otro. Espero te sirva de ayuda, y que nos cuentes la decisión definitiva.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Es una nave altisima. 30 m de altura es «una pasada» y si la nave es de una sola calle (2 pilares para aguantar el viento) todavía peor. Así que no te queda otro remedio de colocar pilares de mucha inercia. Doble te de chapa armada de 1,5 m de canto estaría bien. El resultado que te da el ordenador es lógico. Aún así los desplazamientos en cabeza de pilares serán muy grandes.

Otra posible solución es además de poner perfiles de mucha inercia (b en el plano del pórtico 2, b en el plano perpendicular 0,7) arrostrar toda la cubierta como has descrito pero... ¡Sin junta de dilatación! Puedes «meter» esta hipótesis en los cálculos (TRICALC sí tiene esta opción. CYPE creo que no) y ver las solicitaciones que resultan. Seguramente te sorprenderá lo pequeñas que son. ¡Ahh! El Eurocódigo 3, para naves que no tengan puente grúa, indica una limitacion de flecha de H/150 y no H/200.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-03_25/01/08

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Mira en el libro «Hormigón Armado» de Montoya, Meseguer y Morán. En este libro has de encontrar alguna gráfica o tabla que te explique lo que buscas. Ha de estar en los primeros capítulos donde se definen los materiales.

Un saludo,

Fco. Javier

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

La tabla 30.4.b muestra la resistencia relativa de un hormigón de diferentes edades respecto a la resistencia a 28 días. La fórmula aparece en la página 20 de <<Prontuario de Hormigón Estructural>>, editado por el Instituto Español del Cemento y sus Aplicaciones (IECA) y escrito por Hugo Torres Peiretti, José Luis Martínez Martínez, Alejandro Pérez Caldentey y Juan Carlos López Aguí.

http://www.ieca.es/publicaciones2.php?IdLibreria=31

También aparece en el capítulo 28.2.4 de J. Calavera, «Proyecto y cálculo de estructuras de hormigón», Ed. Intemac, 1999.

Un saludo,

Coya.

ref. Est-02_25/01/08

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Yo tengo la teoría que cuando se anuncian vientos de 100 o más Km/h odo el mundo cierra las puertas y ventanas. La gente no es tan tonta.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_25/01/08

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Estimado Jesús:

Te adjunto la dirección de un foro en el que son bastante especializados en los temas de SAP. Ellos igual te pueden ayudar: http://groups.msn.com/ingcivil/general.msnw?action=get_message&mview=0&ID_Message=1943

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

El hormigón armado es un material no isótropo (acero-hormigón) y, por tanto, la modelización por Elementos Finitos será muy problemática. Hice un cursillo hace años de CIVIL.FEM que es una variante del ANSYS y el asunto es bastante complejo. Por otra parte, el estudio y armado de los encepados está bastante estudiado en la literatura técnica, Norma EHE, libros como J. Calavera, Jiménez Montoya, etc. y en principio y si no es una cosa muy rara, no creo que merezca la pena.

Daniel Narro Bañares.
 

ref. Est-01_23/01/08

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ref. Est-01_22/01/08

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Hola Jurado:

Siempre tenemos las de perder cuando comprobamos estructuras antiguas con normas actuales. A menudo, con tal de no entrar en discusiones con los Organismos de Control, es preferible reforzar.

Es complicado decidir si cumple el CTE la estructura de un muro antiguo. Para empezar porque conceptos como la categoría de ejecución o la categoría del control de fabricación, que pueden hacer variar considerablemente los coeficientes de seguridad de la fábrica, no son valorables a posteriori.

Parece que todas las partes estáis de acuerdo en que el muro no resiste. Por si acaso, yo te aconsejaría echar unos últimos números con el Anexo E del Eurocódigo 6 («Método empírico para calcular muros de sótano con empuje de terreno»). Si después de eso el muro sigue sin cumplir, si es por poco, puedes aumentar la sección de cálculo mediante un revestimiento que vaya a tener carácter permanente o tratar de aumentar el peso sobre su coronación, de manera que se reduzcan las tracciones; si no es así tendrás que ir a soluciones de refuerzo menos sutiles como machones, inclusión de armaduras... Quizás un gunitado con mallazo por la cara interior de manera que se asegurara el trabajo en conjunto mediante algún tipo de conector también pudiera servir.

Saludos,

gestodedios, «De Mecánica».

Estimado Jurado:

En el ámbito de aplicación del CTE (art. 2 parte I) se incluyen obras de ampliación, modificación, reforma o rehabilitación, sin embargo, yo interpreto que en estos casos sólo han de cumplir las condiciones impuestas en la actual norma los elementos estructurales sobre los que actuemos o de los modifique sus condiciones.

El anejo D del CTE-DB-SE trata de la evaluación estructural de edificios existentes. En ellos se establecen los criterios para la evaluación «cuantitativa» de la capacidad resistente. Cuando no es posible establecer éstos, se fijan criterios para la evaluación «cualitativa», que en resumen permiten mantener estructuras antiguas si han resistido sin mostrar patología, se han construido conforme a la práctica constructiva del momento, no van a incrementarse las cargas sobre ellos, etc... Yo suelo emplear estos criterios para las rehabilitaciones de casas con muros de mampostería y forjados de madera.

Un saludo a tod@s.

Quique.

ref. Est-01_21/01/08

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Yo pienso que sí porque así el transito de sección es más uniforme, y por tanto la variación de tensiones, y ello puede mitigar la aparición de grietas. Esto lo podríamos observar en un análisis por elementos finitos, en el que los cambios «suaves» de sección en cualquier pieza metálica sometida a esfuerzos es importante.

Técnico.

Estimado Técnico:

En cambios de secciones resistentes sí. Pero a mi entender el objetivo de estos rigidizadores no es hacer la sección más ancha, sino simplemente rigidizarla para convertir un apoyo semirrígido en un empotramiento. Además, a veces el análisis por elementos finitos nos hace ver que en ocasiones hay partes que ni siquiera trabajan (cuando suponemos que son las más restrictivas), pues las tensiones son como los ríos: siguen el camino más fácil y el más corto.

De todas formas intentaré hacer el simulado para ver qué resultados se obtienen, y os digo con lo que obtenga.

Gracias de todas formas: 

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Amigo Juan José:

Yo creo que se hacen porque es más decorativo y queda mejor. Las «esquinas» de las cartelas, si no se cortan a inglete, no trabajarán. Las líneas de fuerza siguen más menos la inclinación del corte del inglete. Y si se hace el cálculo por elementos finitos tampoco trabajarán o trabajaran muy poco.

Daniel Narro Bañares.

Hola a todos:

Entiendo que por ingletes os referís al corte que se le hace a la cartela en el extremo más cercano al extremo de la placa. En ese caso estoy completamente de acuerdo con los comentarios que habéis escrito.

Sin embargo, en determinadas ocasiones, se realizan cortes en la esquina de la cartela, donde la placa se junta con el perfil, me refiero a un pequeño chaflán en la intersección de placa, perfil y cartela. En el caso que planteo, aparte de cualquier otro motivo funcional, de cálculo de la propia cartela o de seguridad de durante la colocación que se me escape, entiendo que el chaflán se realiza para evitar que dos o más tiras de soldadura concurran en un mismo punto y evitar así, que aparezcan esfuerzos de tracción triaxiales y opuestos que convertirían el punto que os digo en un punto débil de concentración de tensiones debidas al proceso de soldadura. Espero que haya acertado con la solución de la consulta o que al menos os sea útil el comentario.

Un saludo,

Fco. Javier

ref. Est-01_20/01/08

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La cimentaciones están protegidas de la dilatación térmica por la tierra que las cubre, las variaciones de temperatura en la cimentación son muy pequeñas. Las juntas en cimentación son en general colocadas como una solución a un problema de cambio de las condiciones del terreno de apoyo, que podría producir asientos diferenciales.

Juan Carlos.

ref. Est-03_18/01/08

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Hola a todos los amigos de esta Web:

Los negativos deben ir debajo de la armadura de reparto, ¿por qué? Dos motivos:

1- Si los colocas encima de la armadura de reparto, no vas a tener suficiente recubrimiento, lo mínimo son 3,5 cm.

2- La norma EFHE, en el capítulo VI, art 28, indica, que los negativos se colocarán preferentemente bajo la armadura de reparto.

Un saludo a todo el mundo.

Fernando.

Estimado Novel:

En mi opinión el disponer los negativos de los forjados por encima o por debajo del mallazo de reparto en principio es indiferente siempre que tengas garantizados los recubrimientos por encima y el canto o brazo mecánico mínimo que hayas utilizado para calcular el momento que absorbe la sección, negativo en este caso. Mecánicamente funcionan igual. Lógicamente si los pones por encima tienes dos ventajas, que el brazo de calculo será algo superior y es más fácil ponerlos y atarlos; y es más difícil que se caigan o muevan durante el hormigonado y que los operarios al pisarlos no los desplacen.

Desde el punto de vista de ejecución sería más correcto el disponerlos por debajo, también puedes atarlos al mallazo, ya que la armadura de mallazo o reparto se debe quedar dispuesta aproximadamente en la mitad de la capa de compresión para evitar la retracción, afogaramiento, etc; sino es así, no es suficientemente efectiva en este cometido. Si ves los detalles de la Norma EFHE-02, los libros de Calavera, los detalles de CYPE, etc., el mallazo siempre esta por arriba, ya que la capa de compresión tiene sólo 4 ó 5 cm y no cabría todo con los recubrimientos exigidos y la función principal del mallazo de repartir tensiones en un elemento tan superficial como la capa de compresión, debiendo quedar sobre la mitad de esta capa.

Concluyendo, y siempre en mi opinión, teóricamente es indiferente el ponerlos por encima o por debajo, cada caso tienes sus ventajas e inconvenientes como he dicho, pero dadas las soluciones que habitualmente hacemos es más lógico y eficaz es disponer el mallazo por encima de los negativos, pues sino deberíamos ir a capas de compresión de 8 a 10 cm, cosa que habitualmente no hacemos.

Espero que te haya servido de ayuda. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

Hola Novel:

Estoy completamente de acuerdo contigo. Para absorber los momentos negativos los negativos deben ir arriba del mallazo con el correspondiente recubrimiento por encima de del hormigón. Ganamos canto útil de la sección de hormigón. De todas maneras a mi también me pasa que en este mundo de la construcción, te dicen habitualmente que en otra obra otro técnico les ha mandado lo contrario que tú les dices.

Un saludo,

Charli.

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

Lo cierto es que el tema tiene su miga. Empezando, por ejemplo, por la normativa vigente actual, tenemos el  artículo 28 de EFHE-02, que dice:

«La armadura de negativos se colocará preferentemente bajo la armadura de reparto. Podrá colocarse por encima de ella, siempre que ambas cumplan las condiciones requeridas para los recubrimientos y esté debidamente asegurado el anclaje de la armadura de negativos sin contar con la armadura de reparto.

[...] El recubrimiento de cualquier armadura respecto a las piezas de entrevigado debe fijarse en la hipótesis de que su interior corresponde a la clase de exposición I».

Para empezar, la propia instrucción es incoherente consigo misma cuando en las figuras de los artículos 10 y 14 la armadura de negativos está dibujada por encima del mallazo. Pero hay más especialistas que escriberon sobre el tema.
Jordi Amat i Tarruella, en una carta abierta muy crítica con EFHE que circulaba por internet (siento no ser capaz de recuperar el enlace), dice:

«En el artículo 28.º se permite colocar los negativos encima de la armadura de reparto. La función de la malla de reparto es, en los forjados, similar a los estribos cerrados para las armaduras superiores de las vigas: impiden la rotura del recubrimiento cuando existen altos momentos negativos. Se conoce patología por no disponer las armaduras de negativos debajo de la malla de reparto».

Con ello, acepta la recomendación de la instrucción pero no su laxitud.

Otro ilustre literato de las estructuras, José Luis de Miguel, se plantea también el problema de la siguiente manera:

«Existe alguna controversia al respecto de cómo disponer las armaduras negativas. Para que éstas no se hundan es preferible disponerlas por encima de la malla. Para que los recubrimientos sean razonables para todas las armaduras es preferible hacerlo por debajo, disponiendo la malla en último lugar, izando los extremos de las armaduras negativas del forjado para atarlos a la malla.

Disponer las armaduras negativas bajo la malla permite además rentabilizar mejor el canto de las vigas planas, disponiéndolas por encima de las armaduras longitudinales de vigas, compartiendo el mismo
plano que los estribos de estas piezas. En otro caso, existiría en dicho punto cuatro planos de armaduras, las fundamentales, las de vigas al interior, lo que con cantos pequeños puede significar una reducción excesiva del brazo de palanca».

Calavera, en Cálculo, construcción, patología y rehabilitación de forjados de edificación (5ª edición, capítulo 30.6) resalta que si se colocan los negativos por encima de la malla de reparto no se pueden cumplir los recubrimientos. En efecto, suponiendo un recubrimiento de 20 mm sobre los negativos de 16 mm y una malla de 2x5 mm tenemos ya 46 mm, que no caben en una losa superior de 4 cm y apenas dejan 4 mm en una losa superior de 5 cm.

Finalmente, no he encontrado nada al respecto en el borrador de EHE-07.

En definitiva, a la vista de los textos citados, creo que podemos extraer la conclusión de que la armadura de negativos debe ir debajo de la malla de reparto. Los inconvenientes son su hundimiento, que se soluciona atandola a la malla, y el menor brazo mecánico, que se soluciona con un cálculo que lo considere. Por lo demás, los argumentos de protección del recubrimiento -que no se rompa con las tensiones- y de geometría del recubrimiento -que quepan todas las barras- me acaban de convencer.

Un saludo
Coya.

Muchas gracias a todos, han sido de mucha ayuda vuestras contestaciones. Y gracias al inventor de esta pagina, ya que, lo que no se aprende en los libros, se aporta con vuestra experiencia.

Un saludo y gracias.

Novel.

ref. Est-02_18/01/08

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Lo tienes en cualquier prontuario de la antigua Ensidesa.

Los radios de giro minimos son 2 UPN 120 - 4,21 cm, 2 UPN 140 - 4,59 cm, 2 UPN 160 - 5,03 cm, 2 UPN 180 - 5,47 cm, 2 UPN 200 - 5,89 cm,  2 UPN 220 - 6,29 cm.

Daniel Narro Bañares.

Estimado David:

El cálculo de radios de giro, es un problema elemental de geometría de masas. Por definición el radio de giro de una figura plana es la raíz cuadrada del cociente entre el momento de inercia respecto al eje elegido y el área de la sección, y en consecuencia tiene unidades de longitud. El radio de giro es a los momentos de segundo orden (momentos de inercia); lo que es el centro de gravedad a los momentos de primer orden, es decir sería la distancia a que habría que poner la masa (área) concentrada en un sólo punto para que tuviera el mismo momento de inercia respecto al eje elegido, que el momento de inercia que tiene la figura real.

Para el caso de dos perfiles en cajón UPN, supongo que lo necesitarás entre otras cosas para hallar la esbeltez mecánica, tienes dos radios de giro en ejes principales de inercia, uno respecto al eje fuerte i_y, y otro respecto al eje débil i_z. Para obtenerlos has de hacer lo antes dicho, raíz cuadrada del cociente entre la inercia respecto al eje fuerte (y) y el área y lo mismo respecto al eje débil (z); aquí utilizo la nomenclatura del CTE, donde el eje fuerte es (y) y el debil (z). En las anteriores normativas españolas eran el eje fuerte (x) y el debil (y). Si tienes el «Prontuaro de Ensidesa», Tomo I, página 215, tabla 1.5.20, tienes tabulados las características mecánicas, y entre ellas los radios de giro de soportes formados por 2 UPN, con distintas separaciones. En concreto para 2 UPN 120 en cajón con separación cero; son (iy=4,62 cm y iz=4,21cm). El radio de giro respecto al eje fuerte de la pieza compuesta es el mismo que el de la sección simple, un UPN en este caso, pues multiplicas por dos y divides por dos dentro de la raíz. Para 2 UPN 140 (iy=5,45 cm y iz=4,59 cm), para 2 UPN 160 (iy=6,21 cm y iz=5,03 cm),para 2 UPN 180 (iy=6,95 cm y iz=5,47 cm), para 2 UPN 200 (iy=7,70 cm y iz=5,89 cm) y para 2 UPN 220 (iy=8,48 cm y iz=6,29 cm).

Espero que te haya servido de ayuda. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

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

El radio de giro puedes hallarlo a partir de la inercia y del área del conjunto de los perfiles. Es fácil encontrar la definición en cualquier libro de física, pero también está en la red.

http://es.wikipedia.org/wiki/Radio_de_giro

La inercia y el área se calculan fácilmente a partir de los datos de los perfiles de base, aplicando el teorema de Steiner en el caso de la inercia y simplemente sumando en el caso del área.

Saludos,

Coya.

ref. Est-01_18/01/08

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No hagas ni caso. En naves industriales se pueden tener fácilmente 90 o 100 m sin junta de dilatación y sin ningún problema. Algún programa (TRICALC) te permite calcular las solicitaciones y tensiones que producen los aumentos o disminuciones de temperatura. J. Calavera dedica un capítulo a este tema en su libro sobre hormigón armado.

Daniel Narro Bañares.

Estimado Carlos Alonso:

Una solución, a mi entender aceptable, es que estimes una dilatación determinada (por ejemplo, 40 mm) y que en las correas y vigas de atado a mitad de nave (cada 40 o 50 m) dispongas en las uniones atornilladas agujeros ovalados que permitan ese movimiento. Así en cierto modo podrías justificar la contemplación de la normativa, pues en la forma que tú has propuesto esa unión sería articulada y no rígida, y hay que ver cómo están calculadas las correas (parece ser que continuas).

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Muchas gracias Juan José, no se me había ocurrido esa posibilidad, muy buena idea ;-).

Un saludo:

Carlos Alonso.

ref. Est-01_17/01/08

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ref. Est-03_16/01/08

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Estimado Jesús:

Existen paneles de hormigón que van anclados y luego machihembrados abajo y arriba para hacer la junta estanca. Pero los que usualmente se colocan en naves descansan todos sobre el inferior. Lo general es colocar paneles de 120 mm de espesor, pero si la altura es muy grande igual y hay que disponer de 150 mm. Consúltalo con algún fabricante (serio) de cerramientos de placas de hormigón.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Hola Jesus:

Entiendo que depende el caso. Hay paneles que se cuelgan de los pilares mediante angulares y no llegan a nivel de cimentación. El último de esos paneles si que aguanta el peso propio del resto y suele ser macizo de Hormigón. Después está el caso de que lo paneles lleguen hasta la viga riostra de cimentación. Toda la carga va a la viga riostra repartida por el último panel que a veces lo ponen macizo de hormigón y otras veces con aislamiento intermedio. El problema es que muchas veces la viga riostra no está a nivel, colocan unos calces para colocar el panel primero que recibe toda la carga de los superiores y este se fisura por que no aguanta la tensión en el punto del calce.

Espero haberte ayudado. Un saludo,

Charli.

ref. Est-02_16/01/08

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Hola Juan José:

Recuerdo de mis tiempos de estudiante una revista llamada «EMEDOS» en la que había un extenso listado de rendimientos, pero desconozco si se sigue editando. En cualquier base de precios puedes consultar los rendimientos tanto de mano de obra como de maquinaria.

Un saludo,

Javier.

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

El generador de precios de CYPE Ingenieros muestra, en la descomposición de las diferentes unidades de obra, los rendimientos de los materiales y de la mano de obra. El programa, gratuito, está disponible en cualquier distribución del paquete de CYPE o en la Web.

Un saludo,

Coya.

ref. Est-01_16/01/08

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Tu consulta no está planteada con propiedad. Entre el American Concrete Institute y la Instrucción Española para el hormigón estructural no pueden existir diferencias estadísticas; probablemente te refieras a los cuantiles o percentiles probabilísticos establecidos para la resistencia característica de un hormigón (concreto). De cualquier modo, te recomiendo recurrir siempre a normativa americana, porque están mucho más desarrolladas y nos llevan unos 20 años de ventaja. Particularmente si has de aplicar normas o especificaciones olvídate de las españolas, ya que son copias resumidas, y a veces mal interpretadas, de las ASTM , siendo éstas las mejores del planeta, al menos hasta este momento. Por otra parte, los americanos nos llevan años luz de ventaja en aplicar normativa sísmica.

Un saludo,

Juan de Quesada.

ref. Est-01_14/01/08

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Estimado Alex:

Yo realizaría el refuerzo con una pletina de 120 de ancho. Te quedan 10 mm a cada lado de la jácena actual para poder soldar en buena posición y no tener que hacerlo en vertical. Calcula qué pletina es necesaria, así como la distribución de los cordones (yo considero que con cordones a tresbolillo 100/200 o 100/250 es suficiente).

Creo que esta solución es más limpia que cualquier otra.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Si tienes una viga de IPN 200 y tienes que reforzar hasta IPE 360 lo tienes un poco chungo. Con pletina en la cara inferior no vas a conseguir mucho. Piensa en colocar por debajo una HEB 140 o más. Todo esto lo has de comprobar con los correspondientes cálculos.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_12/01/08

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El CTE es una referencia de mínimos y el criterio del calculista puede rebasarlos en cada circunstancia. La cifra indicada se refiere a las ciudades (capitales) en que los microclimas suelen suavizar las temperaturas. En el caso de Burgos basta salir unos kilómetros hacia el norte (Palencia y Santander), para que haya que considerar incrementos notables de aciones (nieve y viento ). Vease el anexo E de la norma.

Saludos

J. Manzano.

ref. Est-02_10/01/08

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Estimado Joel:

Si remites un croquis podríamos entender mejor (tu jerga difiere un poco de la nuestra). De todas formas, supongo que las vigas IPR son pilares en doble T, y la celosía apoya sobre ellos. A mi entender existen dos criterios válidos: desde tu punto de vista la celosía descansaría sobre los perfiles. De la otra forma la viga encajaría entre los dos pilares (y por tanto cualquier equivocación en las dimensiones de fabricación induciría a reparaciones en obra). Además al estar soldada al patín hay una excentricidad que induce momentos flectores (reacción por distancia del centro de gravedad al patín). Por otra parte el calculista lleva razón pues las cabezas de los pilares quedan mejor atadas.

Por favor, cuéntanos cómo acaba la «novela».

Espero haber resuelto tus dudas. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_10/01/08

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Estimado Manuel:

Para el frenado de puentes grúa se suelen disponer perfiles de mayor sección que tirantes (por ejemplo angulares, doble T, etc). Cuando hay problemas de espacio (obvio que una puerta es mucho más importante que la estabilidad estructural) se recurre a variar sensiblemente la cuadrícula del arriostramiento, de manera que salve el hueco libre a dejar. Si no también es válida realizar pórticos de frenado en el sentido perpendicular. ¡Ojo que has de disponer junta de dilatación!

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

En primer lugar muchas gracias por la respuesta Juan José.

La nave no dispone de puente grúa, he arriostrado la nave en cubierta mediante cruces de San Andrés, pero en los laterales no tengo casi espacio. Había pensado en utilizar pórticos de frenado en los mismos vanos en los que he colocado las cruces en cubierta, ya que aún utilizando arriostramientos en K algunos huecos no cabrían (son portalones de gran altura, muelles de carga...)

No entiendo muy bien a que te refieres con lo de la junta, no sé si está relacionado con lo de los pórticos de frenado. Yo había pensado en la posibilidad de colocar juntas cada 40 m para no tener en cuenta los efectos térmicos en sentido longitudinal (como indica el CTE), otra opción es utilizar alguna solución constructiva que permita la libre dilatación de correas, ya que son el único elemento continuo de más de 40 m, pero esto último todavía no sé como hacerlo. En cuanto a los arriostramientos en cubierta y laterales, ¿mejor en el primer y último vano? ¿O en vanos centrales por los efectos térmicos?

Muchísimas gracias de nuevo y un saludo.

Manuel.

ref. Est-02_09/01/08

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

No he echado números del empuje del forjado sobre el muro ni de la estabilidad de éste, pero creo que tus temores son fundados, esos muros podrían volcar y será preciso arriostrarlos o armarlos.

La cuestión está en saber la distancia entre los muros perpendiculares al alero -al menos habrá dos-, en los testeros- que funcionen como arriostramiento. El forjado, con su losa superior de hormigón, funcionará como diafragma más o menos rígido. La cuestión sería saber si con esas dimensiones la rigidez es suficiente para poder afirmar que todos los muros se moverán conjuntamente por el efecto diafragma del forjado. Nunca fui capaz de cuantificarlo porque no tengo un modelo de cálculo contrastado. Se trataría de modelar el conjunto de viguetas y losa superior de modo que se considerase la deformabilidad en su plano.

Generalmente los modelos de cálculo de forjado o de losas consideran cargas perpendiculares a su plano.

El cálculo que propongo podría permitir apurar la solución. Es sólo una comprobación de que no fuesen necesarios refuerzos. Sin calcularlo puede que sean necesarios o incluso puede que no, simplemente no se sabe.

Saludos

Coya

ref. Est-01_09/01/08

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ref. Est-01_08/01/08

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

En principio, lo fundamental es que las nuevas viguetas cumplan los flectores y cortantes de proyecto.

Por otra parte, dependiendo del tipo de vigueta puede que cambien las condiciones de apoyo, ya que algunas viguetas pretensadas se calculan con un bajo coeficiente de empotramiento, mientras que las viguetas in situ tienen el mejor empotramiento posible. Esto será importante o no dependiendo de la dirección de las viguetas. Obviamente, si se trata de paños sin continuidad es irrelevante.

En el caso de cambiar de viguetas pretensadas a viguetas armadas veo un problema adicional. Es difícil -ni siquiera sé si posible- encontrar equivalencias para las condiciones de deformación. Las viguetas pretensadas tienen un comportamiento muy bueno a flecha.

Saludos

Coya.

ref. Est-01_05/01/08

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ref. Est-01_03/01/08

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Estimado Néstor:

Sobre árido reciclado para la fabricación del hormigón, que supongo entra dentro de la parcela de tu investigación, existe una publicación española interesante: la «Monografía M-11, ACHE. Utilización de árido reciclado para la fabricación de hormigón estructural» (www.e-ache.com). Te servirá para conocer el estado del arte del árido reciclado en España -nuestra próxima Instrucción sobre Hormigón Estructural incluirá por primera vez este tema entre sus contenidos-, así como para encontrar más bibliografía sobre el tema.

Recibe un cordial saludo:

gestodedios, «De Mecánica»

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

En 2004 Marta Sánchez de Juan redactó, bajo la dirección de María Pilar Alaejos Gutiérrez, una tesis doctoral titulada Estudio sobre la utilización de árido reciclado para la fabricación de hormigón estructural.

Está disponible en el archivo digital de la UPM:

http://oa.upm.es/381/

Un saludo

Coya.

ref. Est-02_02/01/08

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

Entiendo que sí se deberían considerar esas cargas en todos los elementos, pero me gustaría ver ese cálculo para poder tener un criterio más fundado. Además, hace tiempo que quiero ver un cálculo con acciones térmicas, para tener una idea de qué esfuerzos salen.

Si se ponen juntas de dilatación a la distancia establecida por el CTE no es preciso, según el propio CTE, calcular con esfuerzos térmicos. Es más, estas distancias pueden en muchos casos ser mayores, según explica Calavera basándose en el mítico «Expansion Joints in Buildings» de 1974.

Las combinaciones con viento y con sismo deberán hacerse según el punto 4.2.2 del DB-SE, considerando que la situación de viento es persistente o transitoria y la situación de sismo es extraordinaria.

Un saludo

Coya.

ref. Est-01_02/01/08

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Estimada María (y resto de compañeros del foro):

En primer lugar desearos un feliz año nuevo 2008, y que lo mejor del pasado sea lo peor de éste. Respecto a tu consulta, yo se la realizaría a algún fabricante de muros cortina, u ojearía algún texto relacionado con la materia. Al ser estructuras metálicas de 26 metros independientes, en mi opinión no hay problemas de dilataciones para las vigas (la anterior NBE-AE 88 creo que permitía realizar cálculos sin combinaciones en las que se consideraran las acciones térmicas hasta distancias de 40 metros sin necesidad de disponer juntas de dilatación).

Espero que te sirva de ayuda. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_01/01/08

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Ahora las viguetas funcionan como apoyadas en ese borde, aunque hay que disponer una armadura capaz de soportar un cuarto del momento positivo del tramo, con lo cual aumenta el momento positivo. Debes de reforzar las viguetas para que soporten ese momento positivo mayor, calcúlalo dependiendo si es un tramo aislado (ql²/8) o último vano de una viga continua (ql²/12).

Manuel.

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

Al eliminar la continuidad se incrementarán los esfuerzo positivos en las viguetas del paño adyacente al hueco y, lo más preocupante, las deformaciones.

Veo difícil conseguir recuperar el comportamiento a negativos. Tal vez aumentando la escuadría de la viga se consiga, aunque será difícil de cuantificar.

Lo más habitual será reforzar a positivos, para lo cual se me ocurre que, suponiendo que se trata de un edificio existente, lo más sencillo sea utilizar fibras de carbono, aunque no acabo de ver claro si son adecuadas para controlar flechas o sólo para aumentar la resistencia.

www.acies-ed.com/pdf/FibraCarbono.pdf

No son baratas y hay que protegerlas contra el fuego, por las resinas con las que se fijan.

También se puede hacer con refuerzos de acero, más artesanales, lo mejor es ojear un libro de patología y refuerzo.

Pero antes de nada lo suyo será comprobar el forjado existente, ya que en muchas ocasiones resulta sobredimensionado simplemente por las igualaciones de viguetas por simplicidad de obra.

Un saludo

Coya.