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

Para preguntar, responder o comentar dirigiros al <<formulario de consultas>>

Si se trata de una respuesta no olvidéis incluir alguna referencia a la consulta, (puede ser su número de referencia, su título, o ambos) de manera que seamos capaces de saber a qué estáis contestando.

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

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

CONSULTAS

Estructuras: índice EST 3 - índice EST 2 - índice EST 1

Geotecnia y cimientos: índice GEO 3 - índice GEO 2 - índice GEO 1

 

CONSULTAS-30 (las últimas consultas recibidas, Julio 2006):
 

- Sobre la modelización de las losas en los programas de cálculo y los picos de esfuerzos (De José A. Agudelo) 31/07/06

  Respuesta: De Coya, 02/08/06
  Agradecimientos y aclaraciones: De José A., 02/08/06

- Sobre bibliografía acerca de forjados de chapa colaborante (De Dimar) 31/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 01/08/06
  Respuesta: De Coya, 02/08/06

- Sobre el diseño de arriostramientos con perfiles metálicos (De Miguela) 31/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 01/08/06

- Y de nuevo una piscina en cubierta... (De Diego) 30/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 01/08/06
  Agradecimientos y aclaraciones: De Diego, 02/08/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 03/08/06

- Sobre una fórmula para el cortante en secciones distintas a la rectangular (De Alfredo) 30/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 01/08/06

- Sobre una colaboración con un calculista que trabaje en Sevilla (De Juan Carlos C.) 27/07/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre la colocación de una placa solar sobre una cubierta (De Carlos Núñez) 26/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 27/07/06

- Sobre las características de un perfil metálico CHS (De Paco) 25/07/06

  Respuesta: De De Mecánica, 25/07/06
- Sobre la posible utilización de hormigón ligero tipo <<Arlita>> para la construcción de una losa de cubierta (De Paco) 25/07/06

  Respuesta: De Ribmo, 05/12/06

- Sobre el refuerzo de un forjado de viguetas metálicas y vigas de hormigón (De Manolo Sevilla) 25/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 27/07/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 27/07/06

- Sobre el perfil de unos parantes de torre de telecomunicaciones (De Richard Monta) 20/07/06

  Respuesta: De José L. Rodrígez, 24/07/06

- Sobre el refuerzo de un forjado reticular dañado por un taladro (De Juan Antonio Laguna), 19/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 21/07/06

- Sobre un pilar agrietado (De Carlos), 19/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/07/06

  Agradecimientos: De Carlos, 21/07/06
- Sobre las ventajas de los perfiles de caras paralelas (De Analia), 19/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/07/06
  Respuesta: De Fran Arias, 21/07/06

- Sobre las responsabilidades de una empresa de cálculo para arquitectos proyectistas (De Fernando Sarría), 19/07/06

  Respuesta: De Rafa, 20/07/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/07/06
  Respuesta: De Daniel, 23/07/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 26/07/06
- A vueltas con el Código Técnico-1. Peso propio de tabiquerías (De De Mecánica), 18/07/06

  Respuesta: De Rosalía, 19/07/06

- Sobre el refuerzo de un forjado con viguetas metálicas oxidadas (De José), 18/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/07/06

- Sobre el refuerzo de un forjado cuyo hormigón no alcanza la resistencia mínima (De Patty), 18/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 19/07/06
  Respuesta: De Carlos, 30/07/06
  Agradecimientos: De Patty, 09/08/06

- Sobre unas grietas aparecidas en una casa de campo (De Javier), 14/07/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 17/07/06
- Sobre la mejor solución para resolver un voladizo (De Coya), 12/07/06

  Respuesta: De Oscar, 13/07/06
  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 13/07/06 
  Respuesta:
De Daniel, 18/07/06 
  Agradecimientos y comentarios:
De Coya, 05/08/06

- Sobre el espesor de las chapas en uniones atornilladas con TAR (De Samuel), 12/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 04/07/06

- Sobre la apertura de una puerta en un muro de fábrica (De María), 12/07/06

  Respuesta: De Oscar, 21/07/06
- Sobre la dureza Brinell de un perfil metálico (De Delineante), 12/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 18/07/06
  Respuesta: De Carlos A., 19/07/06 

- Sobre la parte de recortes en mediciones de estructuras metálicas (De Juan Palacios), 11/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 18/07/06

- Sobre la carga máxima de un forjado (De María), 10/07/06

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 11/07/06
  Respuesta: De Oscar, 11/07/06

- Sobre el pandeo de una viga carril (De Ana), 10/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 18/07/06
  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 19/07/06

- Sobre cómo reforzar a torsión una viga ya construida (De Javier P.), 08/07/06

  Respuesta: De De Mecánica, 08/07/06
- Sobre la necesidad de mayorar la acción del agua (De Roberto Moreno), 07/07/06

  Respuesta: De De Mecánica, 07/07/06
  Respuesta: De Oscar, 08/07/06

- Sobre la necesidad de hacer paralelos ábacos, ejes de pilares y casetones (De Sonia), 07/07/06

  Respuesta: De Coya, 08/07/06
  Respuesta: De Oscar, 11/07/06

- Sobre la resolución de un ángulo agudo en un forjado de losas alveolares (De Teresa), 07/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 18/07/06

- Sobre el problema de perforar vigas (De Rosalía), 06/07/06

  Respuesta: De Fran Arias, 10/07/06
  Agradecimientos y aclaraciones: De Rosalía, 11/07/06
  Respuesta: De Daniel, 23/07/06 

- Sobre el cálculo a pandeo de barras de sección variable con cargas intermedias (De Flop), 03/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 04/07/06

- Sobre cómo calcular un depósito de agua (De Ricardo), 03/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 04/07/06

  Agradecimientos y aclaraciones: De Ricardo, 05/07/06
  Respuesta: De José Antonio Agudelo, 15/07/06

- Sobre una viga de borde de forjado (De Sergi), 03/07/06

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 04/07/06

- Sobre un programa que use el Método de Cross (De Miguel), 01/07/06

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre losas alveolares para puentes (De Iván Ibáñez), 01/07/06

  Respuesta: De Oscar, 11/07/06
  Respuesta: De Daniel, 23/07/06

 

Estructurín y puente del Forth

CONSULTAS ESTRUCTURAS-30 (JULIO 2006)

 

ref. Est-01_31/07/06

 

Sobre la modelización de las losas en los programas de cálculo y los picos de esfuerzos
(De José A. Agudelo) 31/07/06 - España
 

Hola a todos. Mi consulta es sobre cómo armar losas macizas, tanto de forjado como de cimentación, con los software actuales.

La problemática es la siguiente: la mayoría de los programas informáticos actuales (CYPE, TRICALC...), calculan las losas por elementos finitos, y con los esfuerzos obtenidos arman la losa. De esta manera salen unos refuerzos distintos en cada punto y dirección. El calculista, a veces, a ojo de buen cubero, pone un mallazo de refuerzo homogéneo. La pregunta es, ¿cómo homogeneizáis esos refuerzos? Considerar una cuantía media puede dejar hacer un armado deficiente en la zona cercana a los pilares y poner el armado máximo para toda la banda de refuerzos puede ser un desperdicio de acero. ¿Se podría utilizar la redistribución del 15% que dice la norma EHE? ¿Se pueden despreciar los <<piquitos>> de esfuerzos en las zonas pegadas a los pilares? (que parecen los responsables del incremento espectacular del armado en la zona de pilares). Cuando los edificios son pequeños, con pequeñas luces y pocas sobrecargas, no parece muy problemático, pero cuando se hacen parking como yo, con luces y cargas considerables, este problema es bastante importante.

 

A ver qué me podéis comentar. Gracias.

José A.

 

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

 

 

Respuesta

(De Coya)  02/08/06 - España

 

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

CYPECAD y TRICALC no modelizan las losas por elementos finitos, sino por métodos matriciales. Las losas se discretizan como barras, con un modelo parecido al del emparrillado plano pero integrado en el conjunto de la estructura. El tamaño de la malla es de 25 cm en CYPECAD y configurable por el usuario en TRICALC

 

Un saludo,

Coya.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De José A. Agudelo)  02/08/06 - España

 

Gracias Coya por la puntualización. Es verdad, las losas son modelizadas por CYPECAD y TRICALC como emparrillados; se puede observar esto en CYPECAD si le pones que te dibuje la deformada del edificio o consultas los esfuerzos y desplazamientos nudo por nudo. Sin embargo, sigo sin tener respuesta. El armado lo sacan los programas informáticos por los esfuerzos de cada nudo. ¿Cómo homogeneizar la armadura de refuerzo? ¿Se pueden despreciar los picos de esfuerzos en los nudos cercanos o contiguos a pilares? ¿Para homogeneizar los refuerzos se puede redistribuir un 15% de los esfuerzos como indica la EHE?

 

Sigo esperando ansioso vuestros comentarios. Gracias,

José A.

 

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ref. Est-01_31/07/06

 

Sobre bibliografía acerca de forjados de chapa colaborante
(De Dimar) 31/07/06 - Bolivia
Normativa: CBH

 

Hola a todos. Mi nombre es Dimar. El caso es que me encuentro realizando un trabajo sobre los forjados con chapa colaborante y necesito su ayuda, pues no encuentra bibliografía. por favor, alguien que me pueda decir donde encuentro datos sobre este tema, ¡le agradecere mucho!

 

Dimar.

 

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

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  01/08/06 - España

 

Pincha en www.arcelor.com y seguro que encuentras algo. También puedes buscar en www.constructalia.com

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Coya)  02/08/06 - España

 

Hola, Dimar; hola, Ramón; hola a todos.

Ahí van otros enlaces:

http://www.aq.upm.es/Departamentos/Estructuras/e96-729/2004/clase2.pdf

http://www.acies-ed.com/pdf/ChapaColaborante.pdf

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-01_31/07/06

 

Sobre el diseño de arriostramientos con perfiles metálicos
(De Miguela) 31/07/06 - España

 

 

Hola a todos:

Tengo que colocar arriostramientos laterales y en cubierta en una nave y me gustaría saber si los perfiles que forman las cruces de arriostramiento tienen que tener los ejes coincidentes para que trabajen mejor o puede haber desplazamientos entre ellos. Por ejemplo, en el caso de arriostramiento lateral que las cruces vayan a eje con el pilar y el perfil horizontal de compresión este soldado a la cara exterior del pilar.

 

Un saludo y muchas gracias.

Miguela.

 

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

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  01/08/06 - España

 

El ideal es que todos los elementos que conforman el arriostrado estén en le mismo plano pero... la mayoría de las veces pasa lo que te está ocurriendo a ti.

Si el edificio no es muy grande no pasa nada si no están en el mismo plano. Aparecerán unos esfuerzos pequeños de torsión o flexión. Solamente para naves de luces grandes y pesadas (mayores de, por ejemplo, 40 m) se debe afinar en el diseño. Así se suele hacer y... no pasa nada

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_30/07/06

 

Y de nuevo otra piscina en cubierta...
(De Diego) 30/07/06 - España

 

Hola es la primera vez que escribo en esta Web, y el tema que me trae es el siguiente:

Tengo una vivienda unifamiliar de 13 años de antigüedad de una sola planta de 158 m2, y quisiera saber si en la azotea pudiese colocar una piscina de 3,66 m circular por 0,90 m de alto como máximo, yo le calculo un volumen de 7,5 m3.

La estructura del sitio donde deseo colocarla es encima de un arco de puerta de hierro o <<cancelín>> de entrada a la vivienda y dos tabiques adyacentes a cada lado (pasillo). Las vigas que atraviesan esa zona son de 5 m , en un lado apoyan en una viga de cargadero de hierro doble T de 30 o 40 no me acuerdo bien ya, y en el otro extremo apoya en una citara.

¿Es conveniente montarla o puedo tener problemas en ese sitio determinado, pues la casa tiene hormigón de camión creo de una dosis de 175, y tiene estructura preparada para seguir construyendo una segunda planta (que no la necesito).

Gracias por vuestra respuesta,

Diego.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  01/08/06 - España

 

Si la piscina esta llena, 90 cm de agua equivalen a 900 Kg/m2. La vivienda está preparada para 200 Kg/m2. Así que aunque la carga se reparta mucho la diferencia es muy grande para no correr ningún riesgo. ¿Para que la quieres llenar 90 cm? LLenalá con 40 cm y andarás mejor.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Diego)  02/08/06 - España

 

Daniel, según me dice la mujer, la piscina tiene 0,70 m de alto por unos 3,65 de ancho. Quiero ponerla en la azotea y justo por debajo tengo dos tabiques en cuyo centro hay un <<cancelín>> de hierro de arco con un ancho de 30 cm más o menos. De esta manera quedara llena aproximadamente los 40 o 50 cm, ¿crees que puede ser suficiente, pues tiene su mallazo, etc?

 

Gracias por contestar,

Diego.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  03/08/06 - España

 

Bueno, seguramente no pasara nada, pero por si acaso observa el forjado en su cara inferior y haz el llenado progresivamente. El primer día 30 cm, observación y el segundo día la llenas hasta 40 cm.

 

Un saludo y gracias por contestar. En este foro no contesta casi nadie y nunca sabes si las respuestas han servido para algo o han sido acertadas.

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_30/07/06

 

Sobre una fórmula para el cortante en secciones distintas a la rectangular
(De Alfredo) 30/07/06 - Perú
 

Hola a todos:

Estoy buscando el esfuerzo cortante para una viga de madera de sección circular, trapezoidal o alguna fórmula para poder generar el esfuerzo por corte ya que la gran mayoría de autores solo han diseñado el esfuerzo cortante para una sección rectangular.

 

Gracias de antemano,

Alfredo.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  01/08/06 - España

 

He consultado un libro de cálculo de estructuras de madera (Asociación de Investigación Técnica de las Industrias de la Madera y el Corcho) y tratan el esfuerzo cortante en la madera como en cualquier material isótropo. Así que en mi opinión lo que tienes que hacer es <<desempolvar>> tu texto de <<Resistencia de Materiales>> o <<Mecánica de Materiales>> como creo que se dice en Suramérica y ver las aplicaciones de la fórmula del esfuerzo cortante (en libros antiguos se llamaba la fórmula de Collignon) en secciones trapeciales o circulares (no acabo de ver una viga de sección circular).

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_27/07/06

 

Sobre una colaboración con un calculista que trabaje en Sevilla
(De Juan Carlos C.)  27/07/06 - España
 

Hola a todos:

Quisiera contactar con algún calculista en Sevilla. Se trata de una colaboración, pues soy Ingeniero Técnico Industrial y necesito calcular la estructura de un pequeño edificio de oficinas.

 

Gracias,

Juan Carlos C.

 

Nota de De Mecánica: para contactar con Juan Carlos, enviad un correo a gestodedios@demecanica.com y se os facilitara su dirección de correo electrónico.

 

 

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¡Sin respuesta!

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ref. Est-01_26/07/06

 

Sobre la colocación de un placa solar sobre un forjado de cubierta
(De Carlos Núñez)  26/07/06 - España
 

Hola a todos:

Tengo que instalar una placa solar en un forjado de cubierta, pesa aproximadamente 520 kg con el depósito lleno, quisiera saber si el forjado es capaz de resistir esta carga.

El forjado es unidireccional de viguetas armadas y bovedillas de hormigón, de canto 25+4 cm.

Las cargas del depósito y la placa se transmiten mediante cuatro apoyos

 

Gracias,

Carlos Nuñez.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  27/07/06 - España

 

Hola Carlos:

520 kg/4 apoyos = 130 kg/apoyo. Sin problemas para el forjado existente.

 

Saludos.

Fran Arias

 

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ref. Est-03_25/07/06

 

Sobre las características de un perfil metálico CHS

(De Samuel)  25/07/06 - España
 

Hola a todos:

Intento encontrar las características generales de el perfil metálico CHS* para la construcción de pilares, agradecería mucho cualquier información acerca de este tipo de perfil o donde puedo encontrar información. Gracias

 

 

Espero que me podáis ayudar,

Paco.

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  25/07/06 - España

 

Estimado Samuel:

Entiendo que te refieres a los perfiles tubulares circulares. Puedes consultar las Guías de Diseño del CIDECT. Para más información puedes mirar la dirección:

http://www.cidect.org/es/Publicacions

 

Saludos,

gestodedios, De Mecánica.

 

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ref. Est-02_25/07/06

 

Sobre la posible utilización de hormigón ligero <<Arlita>> para la construcción de una losa de cubierta
(De Paco)  25/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola a todos:

He proyectado un pequeño centro social con una cubierta plegada (como una cubierta a dos aguas pero invertida)que se apoya sobre muros de fábrica y que se resuelve mediante una losa maciza de hormigón. El espacio principal del centro es una sala de usos múltiples diáfana que tiene luces que complican el cumplimiento de la normativa respecto a la flecha. Por ello estoy pensando en resolver dicha losa con hormigón ligero tipo <<Arlita>>, pero no estoy seguro de si esto es posible (si la normativa EHE lo permite) o de qué otras complicaciones puede tener. También me gustaría saber si el hormigón una vez fraguado presentará distinta coloración que el usual.

 

Espero que me podáis ayudar,

Paco.

 

 

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Respuesta

(De Ribmo)  05/12/06 - España

 

Hola a todos,

Respondiendo a la cuestión del hormigón estructural aligerado: según el manual de la casa Arlita, el hormigón aligerado es mas deformable -tiene un módulo de deformación bastante menor que el hormigón convencional-. Entiendo que necesitarías más canto para compensar la menor rigidez de este material, por tanto, no sé si es la mejor opción para el problema que tienes planteado.

 

Ribmo.

 

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ref. Est-01_25/07/06

 

Sobre el refuerzo de un forjado de viguetas metálicas y vigas de hormigón
(De Manolo Sevilla)  25/07/06 - España
 

Hola a todos.

Tengo un forjado de viguetas metálicas y quiero reforzarlo soldándole otros perfiles a cada vigueta. Las vigas del forjado son de hormigón armado. Los perfiles que yo añado supongo que irán soldados a otra viga metálica que los recoja, pero ¿cómo se une esta nueva viga metálica a la ya existente de hormigón?

 

Gracias por su ayuda. Felicitaciones por la página.

Manolo.

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  27/07/06 - España

 

Hola Manolo:

En mi opinión, el principal problema que te encontrarás está relacionado con el canto de la viga de hormigón.

Si tiene descuelgue, yo haría un encamisado metálico lateral e inferior a la viga y soldaría los perfiles de refuerzo de las viguetas a dicho encamisado, entendiendo que el refuerzo de éstas se coloca debajo y el descuelgue de la viga es mayor que el canto total de las viguetas reforzadas. El encamisado irá convenientemente conectado a la viga de hormigón, mediante rugosidad intencionada y anclajes, de forma que trabajen solidariamente. Los adhesivos epoxi no son recomendables, porque al soldar y aportar calor, se degradan y sus propiedades quedan mermadas.

Si la viga es plana, lo primero que haría sería calcular si el forjado sin reforzar resiste el cortante de cálculo. Si es así, quizá sólo tengas que reforzar las viguetas a flexión, añadiendo una platabanda o un perfil, sin necesidad de un elemento que los recoja y que se una a la viga de hormigón, teniendo en cuenta siempre si es posible disminuir la altura útil del espacio que queda bajo el forjado. Si, por contra, es preciso reforzar a cortante, lo más conveniente es eliminar bovedillas cerca de los apoyos y macizar con hormigón.

Resumiendo, el diseño del refuerzo depende fundamentalmente del canto de la viga, de los esfuerzos de cálculo (flectores en vanos y cortantes en apoyos) y de la posibilidad de disminuir la altura útil bajo el forjado.

 

Saludos.

Fran Arias

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  27/07/06 - España

 

Parece un poco extraño que las viguetas sean metálicas y la viga de hormigón pero en fin...

Supongo que si quieres reforzar las viguetas metálicas es porque ha aumentado la sobrecarga de uso o porque eran escasas. En principio el refuerzo de las viguetas no tiene porque tener toda la longitud de la vigueta. Puedes dejar 20 0 30 cm a cada lado sin reforzar. En los extremos los momentos son cero a no ser que las viguetas sean continuas, que no parece. Entiendo que quieres colocar una nueva viga metálica paralela y <<pegada>> a la de hormigón. Un perfil de la viga UPN con el alma junto a la de hormigón puede ser una solución. La cuestión es que si las unes (metálica a hormigón) nunca se sabrá como se reparten el exceso de carga entre la de acero y la actual. ¿No podrías reforzar la de hormigón con fibra de carbono o pletinas pegadas? No he usado nunca esa técnica pero buscando en la Web de SIKA podrías encontrar algo

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-04_20/07/06

 

Sobre el perfil de unos parantes de torre de telecomunicaciones
(De Richard Monta)  20/07/06 - Ecuador
 

Hola a todos:

Tengo una inquietud acerca de torres de telecomunicaciones. Estamos fabricando torres de telecomunicaciones y los elementos principales, en este caso los parantes, son de sección tipo UV, pero estos elementos los estamos conformando en frío, es decir, de un fleje lo estamos plegando y dando la forma. ¿Existe alguna restricción de este tipo de perfil o alguna consideración especial que debamos tener, ya sea en el diseño o en la construcción?

 

Por su ayuda les quedare eternamente agradecido,

Richard Monta.

 

 

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Respuesta

(De José L. Rodríguez)  24/07/06 - España

 

Estimado Richard:

He trabajado durante 9 años en una empresa de telecomunicaciones y no sé a que llamas <<parantes>>. Cuando afirmas que con flejes en frío fabricáis perfiles en UV para ellas, me quedo algo sorprendido. Posiblemente es lo que yo llamo <<soportes de antenas>>, y en este caso, intuyo que son de poca altura y ligeros.

¿Puedes aportar mas datos?: Alturas, n° y tipo de antenas (¿parábolas?). Resistencia al viento estimada, etc.

Estos soportes, ¿son del tipo autosoportado, o venteado...? ¿Puede treparse por ellos para colocación de antenas y cables, etc.?

 

Saludos,

Jose Luis.

 

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ref. Est-04_19/07/06

 

Sobre el refuerzo de un forjado reticular dañado por un taladro
(De Juan Antonio Laguna)  19/07/06 - España
 

Saludos cordiales:

¿Cómo podría reforzar (económicamente) el nervio de un forjado reticular dañado por un taladro para paso de bajantes?

 

Muchas gracias,

Juan Antonio.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  21/07/06 - España

 

Antonio:

En mi opinión, si sólo es un nervio el que ha resultado dañado, no tiene excesiva importancia estructural, y menos en un forjado reticular, como es el caso, por lo que, salvo la debida reprimenda a quien corresponda, no actuaría. Si aún así quieres reforzarlo, yo emplearía fibra de carbono siempre que no se haya colocado ya el pavimento. Si el refuerzo es a negativos, colocando un par de tiras a ambos lados del nervio. Si es a positivos, la cosa es más complicada, porque, salvo que el nervio sea lo suficientemente ancho, no tienes espacio para disponer la fibra, así que yo también reforzaría a negativos para elevar la ley de momentos. Este tipo de refuerzo tiene su coste, y más si se trata de una actuación local y esporádica. Estima en unos 90-100 euros el metro lineal de fibra colocada.

 

Saludos.

Fran Arias

 

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ref. Est-03_19/07/06

 

Sobre un pilar agrietado
(De Carlos)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Tengo una casita de montaña con un porche cubierto. Es de planta cuadrada y tiene el típico tejado a cuatro lados. En una de las cuatro esquinas (la del porche) hay un pilar que no tiene paredes adosadas y que tiene unas grietas que me preocupan. Aparecen en dos de las esquinas del pilar (opuestas), y empiezan a abrirse a partir del vértice en diagonal hacia abajo para volver a cerrarse, como si pudiera llevarme un gajo del pilar. ¿Es peligroso? ¿Puede ser que el pilar esté sobrecargado?

 

Un saludo,

Carlos.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/07/06 - España

 

El asunto parece preocupante. ¿Puede deberse a un asiento del terreno?

En cualquier caso yo lo reforzaría con 4 angulares metálicos empresillados colocados en las esquinas. Consulta a algún técnico que conozcas o si puedes adjuntar alguna foto...

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Agradecimientos

(De Carlos)  21/07/06 - España

 

Gracias por la contestación Daniel.

En principio, me parece complicado que sea un asiento del terreno, porque éste es bastante rocoso, aunque bueno... nunca se sabe. Tengo previsto que el miércoles vaya alguien a verlo y a reforzarlo de forma provisional si hace falta, pero pensaba pasar el fin de semana allí y no sé si es peligroso o no (las grietas llevan bastantes meses, no han salido de la noche a la mañana. Respecto a las fotos, ahora mismo no tengo.

 

Gracias,

Carlos.

 

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ref. Est-02_19/07/06

 

Sobre las ventajas de los perfiles de caras paralelas
(De Analia)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Quisiera saber cual es la ventaja de usar un perfil IPE o HEB, de caras paralelas, respecto de un IPN de caras no paralelas.

 

Un saludo,

Analia.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/07/06 - España

 

Los perfiles IPN son los más antiguos. Hacia los años 60 aparecieron los IPE que tiene grandes ventajas sobres los IPN. Los IPE tienen el alma mas delgada que sus correspondientes IPN y por eso con el mismo peso por metro lineal la capacidad resistente (Momento de inercia y módulo resistente) es mayor. No hay más que comparar los datos de los prontuarios, de hecho los perfiles IPN se usan muy poco. Si se ve un proyecto con perfiles IPN seguramente será por dos razones:

a) Ignorancia del proyectista.

b) Edad del proyectista próximo a la jubilación, ja, ja.

Además los perfiles IPE tienen las caras más paralelas que las IPN y los radios de acuerdo del alma con las alas más pequeños. Esto beneficia los encuentros entre vigas y viguetas etc.

Los perfiles HEB y HEA son otra cosa. Son cuadrados (alma igual a alas hasta el perfil HEB 300. A partir de HEB 300 la anchura de las alas permanece constante en 300 mm. Está ideado para dos aplicaciones. a) Pilares. Los 2 radios principales de giro aunque son diferentes no lo son tanto como en las IPE. b) Vigas sustituyendo a las IPE. Para la misma luz y la misma carga sale un perfil de menor altura aunque pese más. Cuando existen problemas de canto de vigas es mejor utilizar perfiles HEB en lugar de IPE aunque sean más pesadas y por tanto más caras.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Francisco Arias)  19/07/06 - España

 

Estimada Analia:

Coincido en lo que ha dicho Daniel. Por darle algún crédito al pobre perfil IPN, tiene una ventaja frente a los de caras paralelas, aunque sólo sea relacionada con la durabilidad. Si el perfil está expuesto a la acción del agua, en los perfiles de caras paralelas en posición horizontal, el agua tiende a acumularse en la cara superior del ala inferior, originado riesgo de corrosión. El perfil IPN, al tener la cara superior del ala inferior con pendiente hacia afuera, desaloja mejor el agua y el riesgo de oxidación se reduce.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

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ref. Est-01_19/07/06

 

Sobre las responsabilidades de una empresa de cálculo para arquitectos proyectistas
(De Fernando Sarría)  19/07/06 - España
 

Hola a todos,

Soy el gerente de una pequeña empresa de cálculo de estructuras, y normalmente calculamos y delineamos las estructuras para arquitectos, que son los que finalmente firman el plano. A pesar de que yo no tengo responsabilidad directa ante terceros, me preocupa el hecho de que en caso de que en caso de siniestro, se me pidan responsabilidades. Me gustaría asegurar mi actividad, pero no es un tema sencillo de resolver. ¿Puede alguien darme algún consejo al respecto?

 

Un saludo,

Fernando Sarría.

 

 

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Respuesta

(De Rafa)  20/07/06 - España

 

Hola a todos.

Hace algún tiempo formulé esta misma consulta a mi colegio profesional y la respuesta fue la siguiente:

Si el visado lo efectúa un arquitecto, la responsabilidad última es suya, ya que según la LOE el proyectista y el director de obra son lo encargados de comprobar y verificar la adecuación de las cimentaciones y estructuras al proyecto; yo tampoco es que esté muy tranquilo, pero ellos parecen estar bastante seguros de que si no aparece tu firma por ningún sitio no tienes responsabilidad.

Yo tengo un problema similar, tengo un seguro de responsabilidad civil profesional en mi colegio, pero si yo no viso nada en el proyecto, no me hacen el <<dichoso>> papelito de cobertura, porque dicen que si no he visado, no me pueden asegurar. Por lo tanto no me queda otro remedio que creer que no tengo responsabilidad, si no no podría trabajar porque en el 60% de los casos es el arquitecto el que visa la totalidad del proyecto.

 

Un saludo,

Rafa

 

PD: Si encuentras alguna solución hazlo saber porque yo conozco más gente que se encuentra en la misma situación que nosotros.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/07/06 - España

 

El tema es complicado. A primera vista puede parecer que el responsable es el que firma el plano pero en caso de siniestro queda salpicado todo el mundo. No olvides que has pasado una factura por el trabajo que se supone que está bien hecho y eso, ante un juez, puede tener muucha fuerza. Consúltalo con tu colegio profesional y sus asesores jurídicos te podrán informar mejor. Un seguro de responsabilidad civil (normalmente se hacen a traves de los colegios) no estaría nada mal. Todo esto, claro está, suponiendo que se demuestre que los defectos provienen de los cálculos y no de su ejecución.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 


Respuesta

(De Daniel)  23/07/06 - Argentina

 

Hola amigos de España.

Bueno, al respecto yo les comento que sí, en realidad no es un tema sencillo cuando surgen los problemas. Pero les diré que la verdadera responsabilidad civil es de quien firma el proyecto. Es el que queda <<pegado>> como se dice. Tanto la Universidad como el Colegio profesional lo habilitan para el cálculo y la firma del proyecto. Si después el damnificado quiere hacerle juicio también a la empresa para quien trabaja es otro cantar, pero como dicen los <<formularios>> el responsable del proyecto es quien firma.

 

Daniel.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  26/07/06 - España

 

Por si sirve de complemento a lo que aquí se ha dicho, hay veces en estructuras metálicas que cuando se cambia el diseño o solución del Proyecto por parte de la empresa constructora, está visa en el correspondiente Colegio profesional una separata del capítulo de la estructura con inclusión de Memoria, cálculos planos y presupuesto (el presupuesto a veces)

 

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-03_18/07/06

 

A vueltas con el Código Técnico -1. Peso de Tabiques
(De De Mecánica)  18/07/06 - España
Normativa: Código Técnico de la Edificación
 

Hola a todos. Dándole vueltas a cómo comenzar una sección sobre el Código Técnico de la Edificación (CTE) en esta Web, he terminado por decidirme a incluir una serie de cuestiones o comentarios <<dejados caer>> en éstas páginas del Foro dado que, sin duda, son las más visitadas.

La idea es parecida a aquella de los <<Cucurbitae caput non habemus>> que aparecieron en la sección de Normas de ésta misma Web: <<descifrar el Código>> (recién salidos de la pesadilla <<Da Vinci>> entramos en las <<tinieblas CTE>>).

Ya que la Administración, los Colegios, afamados Institutos Técnicos y demás organismos involucrados en la elaboración y difusión del CTE han decidido no esclarecer nada si no es a golpe de talonario, que para eso son instituciones <<públicas>>, nuestra modesta intención con esta sección <<A vueltas con el Código Técnico>>, es la de tratar de aclararnos y ayudarnos entre nosotros mismos. De este modo siempre sacaremos algo en claro, aunque nada más sea conocer el articulado del texto.

Así pues, sin más ironías ni preámbulos, paso a transcribir un párrafo del Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación que a mi modesto entender no quedó muy claro. A ver qué descifráis vosotros. Se trata del tratamiento del peso propio de la tabiquería:

 

CTE DB SE-AE  Art. 2.1.3

<<En el caso de tabiques ordinarios cuyo peso por metro cuadrado no sea superior a 1,2 kN/m2, su grueso no exceda de 0,08 m, y cuya distribución en planta sea sensiblemente homogénea, su peso propio podrá asimilarse a una carga equivalente uniformemente distribuida. Como valor de dicha carga equivalente se podrá adoptar el valor de 0,8 kN/m2 multiplicado por la razón media entre la superficie de tabiquería y la de la planta considerada. En el caso de tabiquería más pesada, ésta podrá asimilarse al mismo valor de carga equivalente uniforme citado más un incremento local, de valor igual al exceso de peso del tabique respecto a 1 kN por m2 de alzado.>>

 

Soy consciente de que la ola de calor que invade la península estos días incita a todo menos a pensar en el dichoso CTE, pero pese a todo, confío en que llegarán vuestros comentarios hilados entre chapuzón y chapuzón.

Un saludo a todos,

gestodedios, De Mecánica.

 

 

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Respuesta

(De Rosalía)  19/07/06 - España

 

Pues nada, que haremos lo mismo de siempre: 1kN/m2  :)

 

Rosalía.

 

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ref. Est-02_18/07/06

 

Sobre el refuerzo de un forjado con viguetas metálicas oxidadas
(De José)  18/07/06 - España
 

Hola mi nombre es José. Tengo una consulta que haceros a ver si alguien me puede ayudar.

Resulta que me han encargado un proyecto de reforma-rehabilitación. Se trata de una vivienda en un edificio antiguo. El lavadero y cocina están apuntalados y me piden un proyecto para quitar los puntales. Están apuntalados porque entra agua a través de una ventana, que tiene un cargadero metálico. Primera duda es como hacer para sustituir el cargadero metálico y evitar la entrada de agua. La segunda es que se trata de un forjado de bovedillas y viguetas metálicas, estas están muy oxidadas y tienen una flecha considerable. No se puede cambiar el forjado entero, solo reforzarlo. ¿Cómo se reforzarían esas viguetas metálicas, que ahora están apuntaladas? El edificio se soporta en muros de fábrica de espesor importante. 

 

Muchas gracias, un saludo,

José.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/07/06 - España

 

Primero empezaré por la segunda cuestión. Si las viguetas estan muy flexionadas seguramente querrá decir que el perfil es muy escaso ahora, y cuando lo colocacaron. Deberías hacer esta primera comprobación. Si el edificio es muy antiguo es posible que suceda esto. Antes se decía que el hierro <<aguanta todo>> y si no había un técnico competente por medio, pondrían lo que les pareció más oportuno sin ningún cálculo.

Respecto del refuerzo de las viguetas (una vez limpiadas con cepillado enérgico o chorro de arena) la forma de reforzarlos es soldar un perfil por debajo del actual. Si la vigueta es de por ejemplo una IPE 200 (anchura del ala 100 mm) soldarías una HEB 80 o 100. Tendrías que calcular la inercia y módulo resistente del perfil compuesto y ver si te da. Soldar una pletina en el ala inferior aporta muy poco al aumento de inercia y resistencia. Todo esto suponiento que tengas altura disponible. Otra solución puede ser colocar unas vigas por debajo de las viguetas actuales para partir la luz de las viguetas.

¿Cómo y donde se apoyan esas nuevas vigas? Sin detalle de la planta, etc. no se puede saber.

Lo de sustituir el cargadero pues... con mucho cuidado... Sin alguna foto o detalle no se puede opinar

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_18/07/06

 

Sobre el refuerzo de un forjado cuyo hormigón no alcanza la resistencia mínima
(De Patty)  18/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola, qué tal. Mi consulta es la siguiente:

Supongamos que un forjado de hormigón armado no cumple la resistencia de 25 N/mm2 que se le pide como mínima. Supongo, y corregidme si no es así, que habrá que recalcular la estructura en función de las condiciones de ejecución y reforzarlo caso de que se estime necesario. ¿En qué consistiría el refuerzo? ¿Cómo se realizaría? ¿Qué coeficiente de seguridad habría que aplicar al refuerzo con respecto al supuesto coeficiente de seguridad de la estructura si cumpliera con lo esperado?

 

Muchas gracias. Un saludo,

Patty.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  19/07/06 - España

 

Estimada Patty:

El procedimiento habitual es el siguiente:

1- Determinar la resistencia real del hormigón del forjado mediante la extracción de testigos y rotura a compresión. De esta forma existirá menos incertidumbre sobre la resistencia del hormigón que la que se obtiene de la rotura de probetas normalizadas. Ten en cuenta que el hormigón de los testigos <<pertenece>> al forjado, por lo que el valor de su resistencia es mucho más fiable que el de las probetas. El número de testigos será función de la superficie de forjado afectada, pero en cualquier caso no es conveniente extraer menos de dos.

2. Determinar la resistencia de cálculo. El coeficiente parcial de seguridad a aplicar para determinar la resistencia de cálculo del hormigón depende de varios factores: la extensión del estudio, es decir, el número de testigos extraídos y el área abarcada, la dispersión de los resultados, la responsabilidad de la estructura, etc. De todas formas, no es necesario adoptar, ni con mucho, el valor habitual de 1,5 que indica la EHE. Teniendo en cuenta que el hormigón se ha obtenido del propio forjado, un valor a adoptar para el coeficiente puede ser de 1,2 ó 1,3 como mucho. De esta forma, si el valor obtenido es superior al adoptado en el proyecto (normalmente 16,6 MPa), no es necesario reforzar. Obtener un valor de cálculo inferior a 16,6 MPa resulta realmente difícil, salvo que el hormigón haya dado una resistencia muy baja.

3. Si aún así la resistencia de cálculo obtenida de la investigación es inferior a la de cálculo adoptada en el proyecto, habrá que pasar a la comprobación teórica, es decir, recalcular nuevamente el forjado con la resistencia de cálculo investigada para ver si es válido. De todas formas, ten en cuenta que el forjado trabaja a flexión y en este tipo de elementos estructurales, la disminución de la resistencia del hormigón no es determinante. Otra cosa sería que se tratara de pilares. 4. Si se toma la decisión de invalidar el forjado y se opta por reforzar, caben varias opciones. Aquí te remito a la bibliografía específica existente y a las soluciones habituales de refuerzo. Entre ellas es destacable, en mi opinión, y si la estructura está aún <<desnuda>>, la de laminados de fibra de carbono, por su rapidez, limpieza y facilidad de ejecución. Puedes consultar sobre ello en las páginas de SIKA, BETTOR, DRIZORO, etc.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

 

Respuesta

(De Carlos)  30/07/06 - Argentina
Normativa: CIRSOC

 

Además de todos los recursos aconsejados por los colegas, una manera segura de determinar la capacidad de carga, es mediante una <<prueba de carga>> del forjado, que es relativamente sencilla, mediante la carga lenta y controlada del entrepiso. Controlada, es decir, gradual y con mediciones periódicas de las deformaciones y observación de la posible aparición de indicios de riesgo: fisuras, desprendimientos, etc. En caso de que sobrepasada la carga de servicio esperable, en cierto porcentaje, -por ejemplo 20%- no aparezcan deformaciones excesivas ni fisuras importantes, se puede aprobar el forjado.

 

Carlos.
 

 

Respuesta

(De Patty)  09/07/06 - España
 

Hola. Soy Patty. Quería agradeceros las respuestas que habéis dado a mi consulta. Me han sido de mucha utilidad.

 

Un saludo,

Patty.

 

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ref. Est-01_14/07/06

 

Sobre unas grietas aparecidas en una casa de campo
(De Javier)  14/07/06 - España
 

Hola a todos:

Mi problema son las grietas en muros y citaras de una casa de campo de una planta de 30 años; tiene una grieta de cara a cara de cada pared y muro exterior, en el contorno de toda la casa . Además las paredes que no son muros de carga tienen grietas verticales y alguna horizontal mas llamativas.

Todas las grietas calan exterior a interior. Las zonas que solo aparentan ser la corteza externa arrancada de la pared yo mismo las he abierto y continúan la grieta en su interior. Lo que más se destaca en una grieta horizontal a una altura aproximadamente de 1 metro del techo que rodea a todas las paredes, junto con algunas verticales que también calan hasta el interior que bajan hasta la zona de cimientos. Viendo la casa da la impresión como si le hubieran dado un tajo horizontal a una altura de entorno a un metro desde el techo hacía abajo siendo más perceptibles las grietas, y me reitero, en las citaras, pero estando en todas las paredes con excepción de los tabiques divisorios.

La cimentación se basa en unas correas en las paredes exteriores de carga y poco más.

Les mando las fotos de algunas paredes de la casa.

 

Gracias de antemano,

Javier.


  

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  17/07/06 - España

 

Estimado Javier:

Por lo que cuentas de las grietas en la casa de campo, y a falta de más datos; las grietas más graves son las de los muros de carga exteriores. Por lo que cuentas, lo más probable es que sean debidas a movimientos térmicos del forjado de cubierta que al dilatar y contraer ha roto todo el perímetro de la fachada, al ser éste un elementos frágil. En principio esto no debería haber sucedido, pero sospecho que en primer lugar la cubierta estará poco y mal aislada térmicamente, y en segundo lugar el detalle de encuentro entre el forjado de cubierta y los muros de apoyo de fábrica estarán mal diseñados y mal ejecutados. A falta de más datos esta es la única causa más probable que se me ocurre.

 

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

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ref. Est-03_12/07/06

 

Sobre la mejor solución para resolver un voladizo
(De Coya)  12/07/06 - España
 

Hola, Ramón; hola a todos:

En un forjado unidireccional de viguetas semirresistentes de hormigón armado y bovedillas de hormigón con vigas perpendiculares a fachada y, por lo tanto, viguetas paralelas a la misma, ¿cual es la solución más conveniente para un voladizo?

Me planteo dos opciones:

a) Prolongar las vigas y mantener la dirección de las viguetas.

b) Cambiar la dirección de las viguetas y, para que las vigas paralelas a fachada no trabajen a torsión, macizar la prolongación de las viguetas voladas.

 

Un saludo.

Coya
 

 

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Respuesta

(De Oscar)  13/07/06 - España

 

Hola a todos,

Yo me quedaría con una solución combinada entre ambas; prolongaría las vigas hasta el límite del forjado y colocaria las viguetas del voladizo de forma perpendicular a la viga de borde, luego prolongaría los negativos mas allá de la viga de borde, y así estaria eliminando casi la totalidad de la torsión en la viga, pasaría el negativo unas dos o tres viguetas hacia el interior del forjado y allí le haría una pata en la zona donde queda el relleno de la semivigueta y la anclaría.

Respecto a lo de prolongar las vigas, no es necesario, pero normalmente lo aprovecho para hacer que el zuncho perimetral quede <<más incorporado a la estructura>> (manías mías), de la otra forma sólo esta en contacto con las viguetas, aunque también lo he visto hacer y funciona a las mil maravillas. Si prolongas las vigas también eliminas, en parte, la torsión, ya que el zuncho se apoya en las vigas grandes y las viguetas en el zuncho, por lo que tienes un elemento apoyado en los dos lados y no un <<voladizo>> puro y duro. Como te comento, es el criterio que yo sigo normalmente, no quiere decir que sea el único ni el mejor, pero supongo que es uno de tantos.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  13/07/06 - España

 

Estimado Coya:

La solución primera, la a); es muchísimo mejor y la más correcta constructivamente y estructuralmente, y desde todos los puntos de vista, no te quepa la menor duda.

 

Un saludo a todos desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Daniel)  18/07/06 - Argentina

 

Hola Coya.

Pues, por la figura ilustrativa parece que el voladizo es de muy poca luz, por lo que yo también me inclinaría por la opción nº1. Sin dudas.

 

Un saludo,

Daniel.

 

 

Agradecimientos y comentarios

(De Coya)  05/08/06 - España

 

Hola, Ramón; hola a todos:

Gracias a Óscar, Antonio y Daniel por sus respuestas.

Finalmente, he optado por la solución a).

 

Un saludo,

Coya.

 

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ref. Est-02_12/07/06

 

Sobre el espesor de las chapas en uniones atornilladas con TAR
(De Samuel)  12/07/06 - España
 

Hola a todos:

Para el calculo de uniones atornilladas con tornillos de alta resistencia (unión dintel-pilar) los métodos que aparecen en la EA-95, Eurocódigo 3 y Código Técnico de la Edificación son muy buenos y fáciles de interpretar, pero en ninguno de ellos se habla del espesor de la chapa utilizada en la unión. ¿Cuál debe ser su espesor, existe alguna relación entre éste y el diámetro del tornillo?

 

Muchas gracias,

Samuel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  18/07/06 - España

 

Amigo Samuel.

Quintero en el libro de Uniones de la Universidad a Distancia recomienda para espesor de chapas el mismo que el diámetro del tornillo. Es decir si utilizas M24 la chapa sería de 24 o 25 mm. En las normas americanas AISC se distinguen dos tipos de uniones: a) Chapa gruesa y tornillo débil y b)chapa fina y tornillo grueso. En uno de los tomos del Prontuario de Ensidesa vienen ábacos que resuelven estas uniones con las dos soluciones que te he indicado.

Como ves el asunto no está nada claro y en obras realizadas te puedes encontrar de todo. Ante la duda no te quedes corto. Es una parte crítica de la estructura. Y, sobre todo, controlar el apriete o pretensado de los tornillos

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_12/07/06

 

Sobre la apertura de una puerta en un muro de fábrica
(De María)  12/07/06 - España
 

Hola, que bien que está esta página... me la recomendó un amigo y no la conocía. Soy inexperta, me estoy iniciando en esto así que perdonen la simpleza y el tipo de preguntas.

Tengo un muro fabrica de bloques de hormigón de 7,50 m x 8,00 m en una nave industrial. Quiero abrir una puerta de 4,00 x 3,00 m . Calculando los perfiles metálicos para el apeo me dio HEB 180 para pilar e IPN 220 y pletina metálica de 30 x 30 cm.

Mi pregunta es ¿cuál es la flecha máxima permitida para la viga (L/xxxx)? ¿La cimentación debe ser una zapata? ¿Hay otra opción que simplifique? El piso a simple vista es hormigón y será de 15 cm de espesor. Si es zapata ¿qué resistencia debo usar para calcularla? No sé que terreno hay (ya está construido).

Como ven todo lo que me puedan decir sobre cómo llevarlo acabo bienvenido sea...

 

Gracias,

María.

 

 

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Respuesta

(De Oscar)  21/07/06 - España

 

Hola a todos,

Respecto a la flecha yo intentaría que no fuera superior a L/500 ni a 10 mm, para evitar fisuración en el tramo de pared que queda por encima. Lo de no conocer el terreno es un poco <<dificil>> ya que si supones 1kp/cm2 y luego son 3 te habrás gastado un montón de dinero para nada, y si son 0,5 te has quedado corta, peor todavía. Así que yo intentaría conseguir algo sobre el terreno, aunque sea el Geotécnico del vecino...

 

Espero que te sirva de algo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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ref. Est-01_12/07/06

 

Sobre la dureza Brinell de un perfil metálico
(De Delineante)  12/07/06 - España
 

Hola a todos.

Me gustaría saber cuál es la dureza Brinell media aproximada que puede tener un perfil metálico de calidad S275 JR de cualquier viga, por ejemplo una HEB 100.

 

Gracias,

Delineante.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  18/07/06 - España

 

Creo que hay una relación directa entre la dureza Brinell y la resistencia medida en Kg/mm2. No sé si es la tercera parte o multiplicada por tres. Una de las dos es... creo. En cualquier caso, ese dato de dureza Brinell no sirve para nada. Si tienes dudas has de realizar un ensayo de tracción y si ha lugar uno de composición química del acero.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Carlos A.)  19/07/06 - España

 

Existe una relacion proporcional en cuanto a la dureza de la pieza con respecto a su resistencia, en un libro de texto de la Universidad a Distancia dice que la relación es R=0,341 H donde R resistencia del acero y H es la dureza Brinell. De todas formas en la EA-95 en la tabla 2.1.5.8 están indicados los valores de las durezas Brinell y su correspondencia en resistencia a tracción. Esta tabla en realidad tiene la relación anteriormente indicada. Hay que tener en cuenta que es un ensayo orientativo, para cerciorarnos es mejor realizar un ensayo de tracción. Este ensayo de dureza Brinell nos puede servir para confirmar la resistencia de un perfil en el que, por la causa que sea, no podemos realizar un ensayo de tracción.

 

Espero haberte ayudado. Saludos,

Carlos A.
 

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ref. Est-01_11/07/06

 

Sobre la parte de recortes en mediciones de estructuras metálicas
(De Juan Palacios)  11/07/06 - España
 

Hola a todos.

Me gustaría saber dónde o en qué norma aparece lo del % de recortes que se incluye siempre en unas mediciones de una estructura metálica. ¿Lo pone en alguna norma?

 

Gracias,

Juan Palacios.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  18/07/06 - España

 

Pues yo creo que no viene en ninguna norma específica. Suele venir en algún Pliego de Condiciones o simplemente en el contrato entre el promotor y la empresa de estructuras metálicas. Este porcentaje suele ser del 3 % o incluso a veces del 5% que resulta un poco excesivo. En la Norma NBE EA 95 en su parte primera vienen unos datos sobre tolerancias geométricas de los perfiles laminados. La idea es que como los rodillos de la laminación se van desgastando los perfiles <<salen>> con unas dimensiones ligeramente superiores a las teóricas y por eso pesan más. Ya casi no se usa el peso en báscula que sería lo más apropiado. Así se facturarían también el peso de los cordones de soldadura, tornillos, etc.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_10/07/06

 

Sobre la carga máxima de un forjado
(De María)  10/07/06 - España
 

Hola a todos.

Según la normativa actual, ¿cuál es la carga máxima que puede soportar un forjado en un edificio de viviendas?

 

Gracias,

María.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  11/07/06 - España

 

Estimada María:

La carga máxima que puede soportar un forjado, al igual que cualquier pieza de hormigón armado (HA) a flexión simple, dependerá de su canto y ancho, armado, calidad del hormigón y del acero, etc. Con la normativa actual, así como con el nuevo CTE, que en esto ha cambiado casi nada, un forjado normal de un edificio de viviendas esta soportando aproximadamente las siguientes cargas:

a) Peso propio del forjado: entre 3 y 4 KN/m2, dependiendo de si es forjado undireccional o reticular y de su canto e intereje, tipo de aligeramiento, etc.

b) Peso de la tabiquería, sobre 1 KN/m2.

c) Peso del solado, sobre 1 KN/m2.

d) Sobrecarga de uso, en viviendas, 2 KN/m2;

Lo que hace un total de entre 7 y 8 KN/m2,es decir entre 700 y 800 Kp/m2 aproximadamente, para cargas gravitatorias. Esto son cargas en servicio, que se mayoran con unos coeficientes sobre 1,5. Hay casos de forjados que se calculan y diseñan para cargas de 2000 a 3000 Kp/m2; pero eso son casos especiales.

 

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  11/07/06 - España

 

Hola,

Creo que la pregunta no ha expresado lo que querías plantear, la carga máxima depende del canto que le hayan dado al forjado y de las condiciones de diseño. Creo que lo que tu preguntas es lo siguiente: la normativa <<aun vigente>> NBE - AE 88 dice que como mínimo se deberan dimensionar para una sobrecarga de uso de 200 kp/m2, de tabiquería de 100 kp/m2 y de pavimentos de unos 80 kp/m2 (un poco escasa hoy en día, pero bueno) pero no dice nada de cargas máximas.

Es como si te planteas ¿qué dimensión máxima puede tener un pilar? posiblemente la que quieras o necesites, por lo tanto el forjado debería soportar como mínimo las cargas citadas anteriormente y su peso propio que en el caso de un unidireccional de 25+5 cm viene a ser de 365 kg/m2, mas o menos. Espero haber solucionado algo de tu pregunta.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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ref. Est-01_10/07/06

 

Sobre el pandeo de una viga carril
(De Ana)  07/07/06 - España
 

Hola a todos.

En una viga carril de puente grúa con un perfil metálico IPE 400 apoyado sobre un ménsula, el último tramo de la viga pandea el ala superior del perfil, cuando el puente grúa esta sobre él y es usado con cargas. Para solucionar el problema hemos pensado reforzar el final de la viga carril uniéndola al pilar mediante pletinas de 16 mm para simular un empotramiento, ya que este ultimo tramo no está unido a nada, simplemente termina apoyado en la ménsula a la que va soldada la viga solamente en el ala inferior. ¿Con esto se puede solucionar el problema o será mejor reforzar toda la viga en este ultimo vano con otra viga soldada?

 

Gracias,

Ana.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  18/07/06 - España

 

Amiga Ana:

Si no he entendido mal estás ante una chapuza monumental y muy peligrosa. Parece ser que el último tramo está en vuelo ¿no? y además sin soldar al perfil del vano anterior ¿Es así? ¿que longitud tiene el vuelo?

La mejor solución sería desmontar el vuelo y el tramo anterior y colocar un perfil de la longitud total del vano mas el vuelo. Todo lo demás son chapuzas de soldaduras mal aplicadas en obra, muchas de ellas a techo, etc.

No sé si he entendido bien el problema pero mucho cuidado, y sobre todo, que el Puente no pase hasta que lo tengas muy clarito.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  19/07/06 - España

 

Amiga Ana:

Posiblemente no he entendido bien el problema. En principio un perfil IPE sólo no es apropiado para vigas carril. Lo que se usa es un perfil compuesto de una IPE y una UPN tumbada encima de la IPE o una IPE con 2 angulares soldados al ala superior. El perfil IPE soporta las cargas verticales y los otros perfiles (UPN o 2 L) soportan los esfuerzos horizontales de frenado del carro. Con un solo perfil IPE el ala superior trabaja a compresión y como su inercia respecto al eje débil y-y es pequeña se sale de su plano y pandea. Lo que has de hacer es <<reponer>> en obra ese perfil compuesto.

Afortunadamente la estructura metálica se puede reforzar fácilmente soldando perfiles nuevos a los viejos. Lo que no entiendo es porque pandea el ultimo tramo y no los otros también.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-01_08/07/06

 

Sobre cómo reforzar a torsión una viga ya construida
(De Javier P.)  08/07/06 - España
 

Hola a todos.

Cómo se puede reforzar una viga de hormigón de unos 6,80 m de luz, ya ejecutada, en una mitad de la viga arranca una losa maciza inclinada y en la otra mitad arranca un murete de carga de un pie para el apoyo de otra losa inclinada, según la OCT la viga de canto 50x50 (por tema de diseño) puede tener problemas de torsión.

 

Gracias,

Javier.

 

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  08/07/06 - España

 

Estimado Javier:

No voy a resolverte el problema del refuerzo pero sí voy a tratar de comentarte algunas cosas respecto a la torsión que quizás te sirvan de ayuda.

En hormigón se considera que para resistir la torsión una viga de sección rectangular sólo utiliza una sección equivalente <<hueca>>, cerrada y de paredes delgadas (EHE, Art. 42.5). Esta sección necesitará para resistir la torsión una armadura longitudinal y una armadura transversal (cercos, no valen estribos, han de ser cerrados) exclusivas para la torsión, armaduras que se suplementarán a la requerida por flexión. La separación entre cercos viene muy condicionada por la geometría, concretamente por el lado más pequeño de la sección  (EHE, Art. 45.2.3). Cualquier sistema de refuerzo debería por tanto añadir una componente longitudinal y otra transversal perimetral.

Ahora bien, dicho todo esto, hay algo más importante sobre la torsión, y es distinguir entre lo que es torsión de equilibrio y torsión de compatibilidad. Veamos la diferencia según palabras de la Instrucción:

<<Cuando el equilibrio estático de una estructura dependa de la resistencia a torsión de uno o varios de los elementos de la misma, éstos deberán ser dimensionados y comprobados de acuerdo con el presente Artículo. Cuando el equilibrio estático de la estructura no depende de la resistencia a torsión de uno o varios de los elementos de la misma sólo será necesario comprobar este Estado Límite en aquellos elementos cuya rigidez a torsión haya sido considerada en el cálculo de esfuerzos>>

Torsión de equilibrio o principal es aquella que es necesaria para el equilibrio, de manera que si no se arma para ello la estructura puede romper. El caso típico es el de una marquesina sobre un pórtico: de una viga salen hacia los dos lados voladizos uno mayor que otro. Si la viga no se arma a torsión el voladizo caerá. Otro caso típico es el de las vigas balcón que requieren armadura a torsión.

Torsión de compatibilidad o secundaria es aquella que aparece no por necesidad de equilibrio, sino por compatibilidad de deformaciones. Si cuando el elemento se deforma y fisura no existen problemas de equilibrio no es necesario armar a torsión. Para explicar la torsión de compatibilidad pongamos de nuevo un caso típico, el de un brochal entre dos vigas que quedan sometidas a torsión y que, sin embargo, no se armaron para soportarla. Si las vigas van a pilares, la torsión hará que giren y fisuren convirtiéndose los nudos con los pilares en <<articulaciones a torsión>>, pero no ocurre nada más, la torsión restante que puede seguir transmitiéndose se puede despreciar y el brochal no cae.

Toda esta explicación viene al caso de que tu caso parece más bien una torsión de compatibilidad que de equilibrio con lo que realmente no sería necesario refuerzo alguno. Analiza la viga y los elementos que descansan sobre ella, si no ocurre nada porque la viga gire a torsión no tendrás que reforzarla.

 

Espero haberte servido de ayuda,

gestodedios, De Mecánica.

 

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ref. Est-03_07/07/06

 

Sobre la necesidad de mayorar la acción del agua
(De Roberto Moreno)  07/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola a todos/as:

Mi pregunta es muy simple, ¿se debe mayorar el empuje que produce el agua en un depósito, para el cálculo del armado?

 

Muchas gracias,

Roberto Moreno.

 

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  07/07/06 - España

 

Estimado Roberto:

El cálculo en Estado Límite Último que propugna la Instrucción EHE para calcular secciones de hormigón armado (es decir, lo que denominamos comúnmente <<armar>>) obliga a mayorar todas las acciones, por supuesto también la del agua o el terreno.

 

Espero haberte ayudado,

gestodedios, De Mecánica.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  08/07/06 - España

 

Hola Roberto,

Primero debo decir que estoy completamente de acuerdo con Ramon, y aunque la normativa vigente así lo especifica, solo por sentido común debe ser así.

Voy a trasladar tu problema a un caso <<macroscópico>>, imagina que intentas proyectar una pequeña presa, en principio todos tomamos como peso especifico del agua 1 T/m3, ¿por comodidad? no lo sé; pero imagina que ese fluido esta al aire libre y su densidad varia en función de la temperatura y de la cantidad de <<porquerias>> que tiene el agua (sustancias en suspensión y otros), si tu no aplicas ningún coeficiente de mayoración al empuje del agua podría pasar que la densidad fuera de... 1,083 T/m3, por lo tanto, estas empezando a <<comerte>> los coeficientes del hormigón y del acero, cosa que no es deseable y menos si se trata de una obra nueva.

La mayoración es buenísima para este tipo de casos en los que el empuje se puede ver modificado por agentes externos que son bastante complejos de estudiar, y en muchos casos imposibles de determinar, es extremadamente complejo que lo que almacenas tenga siempre la misma densidad, variará, poco, pero variará en función de multitud de parámetros. Si quieres un caso teórico, pero <<cachondo>>, puedes ver que pasa cuando tienes una pecera de 1dm3, e introduces un pez dentro, como varia la presión sobre las paredes de la pecera... es un poco rizar el rizo, pero a mi me lo hicieron resolver en un examen... y si quieres afinar más, prueba con el pez en movimiento a velocidad constante, y luego con aceleración.

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>
 

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ref. Est-02_07/07/06

 

Sobre la necesidad de hacer paralelos ábacos, ejes de pilares y casetones
(De Sonia)  07/07/06 - España
 

Hola a todos:

Normalmente las caras de los ábacos son paralelas a los ejes del pilar y a los casetones. Tenemos unos cuantos ábacos en un forjado que son oblicuas las caras del pilar respecto a las caras del ábaco y no sabemos en que dirección poner la cruceta. ¿Paralelas a las caras del ábaco o las caras del pilar?

 

Gracias,

Sonia.

 

 

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Respuesta

(De Coya)  08/07/06 - España

 

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

Las crucetas son fundamentalmente una solución al armado de punzonamiento, por lo que lo fundamental de ellas son los tramos verticales de los estribos. Por lo tanto, yo las colocaría en la dirección de los otros armados, es decir, en la dirección de las caras del ábaco, de los nervios, etc. Otra cosa es que aproveches la armadura longitudinal de la cruceta como armadura de refuerzo, en cuyo caso habrá que echar unos números para comprobarla. Respecto a la solución del armado de punzonamiento, hay sistemas alternativos a las crucetas:

http://www.asefa.es/repositorio/paginas/pdf/patologia32.pdf

http://www.encomix.es/users/encoint/html/index.html

 

Un saludo,

Coya.

 

 

Respuesta

(De Oscar)  11/07/06 - España

 

Hola a todos;

Según EHE el perímetro crítico de punzonamiento es paralelo a las caras del pilar, y por tanto seguro que si colocas la cruceta paralela a los ejes del pilar estas optimizando el cálculo, así que visto así, yo la colocaría paralela a los ejes del pilar independientemente de como esté el ábaco. De todos modos también me parece correcto lo que comenta Coya, ya que haciendo algunos <<números gordos>> veras la situación de la armadura transversal de la cruceta, en este caso queda un poco esviada respecto al plano de rotura <<supuesto>> pero poca cosa, y posiblemente no te repercuta lo más mínimo en el cálculo ni en la posición de estribos, y simplemente quede como una cosa <<didáctica>>. un saludo Capitán Hormigón

 

Un saludo,

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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ref. Est-01_07/07/06

 

Sobre la resolución de un ángulo agudo en un forjado de losas alveolares
(De Teresa)  07/07/06 - España
 

Hola a todos.

¿Se puede resolver una esquina aguda de un forjado con losas alveolares?

 

Gracias,

Teresa.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  18/07/06 - España

 

Amiga Teresa:

Entiendo que sí. El forjado de losas alveolares es una variante, a efectos de funcionamiento, de la tipología de forjado unidireccional. Lo único que hay que hacer es cortar la placa o placas con la forma adecuada para cubrir el ángulo agudo. Si quieres mayor información de los fabricantes, entra en http://www.aidepla.org.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

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ref. Est-01_06/07/06

 

Sobre el problema de perforar vigas
(De Rosalía)  06/07/06 - España
 

Hola a todos.

Me gustaría saber que problemas podría tener en una viga atravesada por varios conductos junto al borde del pilar. ¿Cuál es la mejor opción para subsanar este problema?

 

Gracias,

Rosalía.

 

 

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Respuesta

(De Francisco Arias)  10/07/06 - España

 

Estimada Rosalía:

Si los agujeros practicados para alojar los conductos atraviesan la viga, es evidente que estás restando sección resistente, por lo que tendrás problemas fundamentalmente de cortante. Sobre la magnitud del problema, es obvio que depende de cuántos agujeros se hagan, qué diámetro tengan y qué sección tenga la viga. Si además se cumple la ley de Murphy y se seccionan barras de la armadura de negativos, tendrás problemas también para resistir la flexión negativa, pues estás reduciendo sección de armadura a la viga.

La mejor manera de <<subsanar>> un problema es suprimirlo, es decir, prever con antelación, si es posible, la posición de los conductos. A veces no es posible (taladros para botes sifónicos o modificaciones durante la ejecución de la obra, por ejemplo), porque el fontanero hace el taladro donde mejor le viene, o donde le dicen que lo haga, y no se preocupa del desmán que pueda ocasionar, ni culpa que tiene de ello. Si los conductos están definidos en planos y aún así es preciso que atraviesen una viga, no ocurre nada por colocar un pasatubos antes de hormigonar, siempre que se haya previsto la merma de sección de hormigón aumentando el ancho de la viga en la zona. Al menos no nos llevaremos por delante las armaduras al perforar los taladros. Por el contrario, si el desastre ya se ha consumado, aunque habitualmente no se toman medidas, lo correcto sería evaluar la capacidad residual de la viga después de habernos cargado el hormigón y las armaduras y, si es menester, disponer el refuerzo necesario (antes de colocar pavimentos, revestimientos o falsos techos, claro está). El cálculo de capacidades residuales, refuerzos, etc. se aborda de la forma habitual.

 

Saludos,

Fran Arias.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Rosalía)  11/07/06 - España

 

Hola, muchas gracias Fran.

Esta pregunta me la plantearon en una entrevista de trabajo, más o menos respondí lo mismo que tú pero de forma no tan clara. El desastre se suponía ya consumado, la viga no era muy ancha así que propuse reforzar... ¿cómo? aumentando la sección en ese nudo, macizando bovedillas... sabía que el objetivo era aumentar la sección pero la verdad es que no se muy bien cómo. ¿Cómo hacer el refuerzo?

Bueno, todavía tengo alguna esperanza en el puesto, ya contaré ;)

 

Rosalía.

 

 

Respuesta

(De Daniel)  23/07/06 - Argentina

 

Estimada Rosalía:

En primer lugar estoy en un todo de acuerdo con las respuestas anteriores. Es algo que no se debe hacer nunca o se debe prever . Una viga no se proyecta para ser perforada. Lo que suele hacerse en Argentina es aumentar la sección de la viga en la perforación y reforzar en forma perimetral el agujero con armadura de la misma sección que la <<pasante>> por dicho lugar. Lo mismo suele hacerse en las losas.

 

Saludos,

Daniel.

 

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ref. Est-03_03/07/06

 

Sobre el cálculo a pandeo de barras de sección variable con cargas intermedias

(De Flop)  03/07/06 - España
Normativa: EA-95
 

Hola a todos:

Sé que posiblemente os parecerá muy fácil... pero... ¿cómo se puede calcular el pandeo de una barra de sección variable sometida a cargas puntuales intermedias? ¿Hay alguna forma de hacerlo a partir de la EA-95? Porque en esta norma hay un apartado para calcular β con cargas intermedias, pero sólo es para sección constante... a ver si alguien puede ayudarme.

 

 

Gracias,

Flop.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  04/07/06 - España

 

Amigo Flop:

De fácil nada. Este caso se suele dar en columnas de naves industriales con Puente Grúa en que la sección del pilar es grande hasta el apoyo de la viga carril que soporta el puente grúa y disminuye de ahí hasta la coronación donde se apoya la cercha de la cubierta o el dintel del pórtico. Este caso lo tienes resuelto en las páginas finales de uno de los tomos del <<Prontuario de Ensidesa>>. También lo tienes resuelto, al menos teóricamente, en el apartado 8.20.1 (página 573) del libro de Jaime Marco García <<Fundamentos para el cálculo y diseño de estructuras metálicas de acero laminado>>

Si es un trabajo real lo mejor es que simplifiques del lado de la seguridad. Si es para un trabajo teórico consulta la bibliografía que te he indicado.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

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ref. Est-02_03/07/06

 

Sobre cómo calcular un depósito de agua
(De Ricardo)  03/07/06 - España
Normativa: EHE
 

Hola a todos:

Estoy realizando un proyecto sobre un depósito de agua y no logro encontrar información sobre el sistema de cálculo para los muros del depósito.

En un principio parto de la hipótesis de que toda la estructura trabaja de manera conjunta pero no sé si será preciso realizar el cálculo como muros independientes. Por otra parte tampoco he encontrado el modo de calcular las cuantías necesarias para el muro habiendo realizado el cálculo como si se tratara de una viga de gran canto, aunque estoy seguro de que este sistema no es correcto. Agradecería que me indicaran si mi proceso es erróneo así como bibliografía donde pueda consultar dicha información.

 

 

Gracias,

Ricardo.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  04/07/06 - España

 

Amigo Ricardo:

En primer lugar deberías indicar si el depósito es de planta circular o rectangular. En segundo lugar no estaría de más saber las dimensiones aunque sean aproximadas. En tercer lugar si el depósito es enterrado, semienterrado o en superficie. En el <<Jimenez Montoya>> (libro clásico de hormigón armado) hay un ejemplo desarrollado de un depósito de agua de planta rectangular.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

Agradecimientos y aclaraciones

(De Ricardo)  05/07/06 - España

 

Respecto al depósito de agua:

Se trata de un depósito semienterrado de planta rectangular dividido en 2 senos de igual capacidad. Las dimensiones interiores de cada seno son 12,0 x 7,5 x 6,0 m de capacidad útil de agua, disponiendo por tanto de una capacidad de almacenaje de 540 m3 por cada seno, es decir 1080 m3 en la totalidad del depósito. También dispone de una sala para la ubicación de las válvulas y demás elementos para su funcionamiento, por lo que en uno de los muros no existiría empuje del terreno.

 

Gracias por responder a mi pregunta

Ricardo.

 

 

Respuesta

(De José Antonio Agudelo)  15/07/06 - España

 

Ricardo, como bien dice Daniel, en el <<<Jiménez Montoya>> viene explicado el caso de depósitos, pero quizás sea muy básico. Un programa sencillo y muy útil para el cálculo de depósitos es el DEPOSITO de Julián Díaz del Valle.

Comentarte que lo mas importante en el cálculo de los depósitos es, sobre todo, la armadura horizontal de los muros puesto que los muros se ven sometidos a una tracción considerable. También te recomiendo disponer de una resistencia a tracción del acero de 1000 Kg/cm2 para un ancho de fisura de 0,1 mm ó 1300 si es para un ancho de fisura mayor (esto también lo recomienda Montoya y en varias bibliografías que he leído). La solera también hay que armarla a tracción y lo curioso que la tracción se calcula en Estado Limite de Servicio y no último (de ahí de minorar tanto la resistencia a tracción del acero).

 

Espero que te sirva,

José Antonio.

 

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ref. Est-01_03/07/06

 

Sobre una viga de borde de forjado
(De Sergi)  03/07/06 - España
 

Hola a todos:

¿Cuál es la mejor solución para el <<zuncho>> de borde paralelo a viguetas en una estructura metálica basada en pilares 2UPN y vigas HEB con forjado de vigueta de doble T embebido? Es para una vivienda unifamiliar de 3 alturas y no sé si es mejor cerrar con perfiles metálicos tipo IPE, con doble vigueta, con zuncho de borde "in situ"...

 

Gracias,

Miguel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  04/07/06 - España

 

Amigo Miguel:

¿Y por que no una UPN del mismo canto que las viguetas? Presenta una cara lisa al exterior. Ojo a la carga de fachadas que actúa sobre ese zuncho. Además la limitación de flecha será L/500 por servir de apoyo de fachadas.

 

Espero haberte ayudado,

Daniel Narro Bañares.

 

 

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ref. Est-02_01/07/06

 

Sobre un programa que use el Método de Cross
(De Miguel)  01/07/06 - España
 

Hola a todos:

Hice una consulta el día 22/05/06 sobre un programa que usara el Método de Cross. Un tal Javier me dijo que lo tenía pero leí tarde su mensaje y no logro ponerme en contacto con él. Agradecería que pusieseis un mensaje en las fechas que estamos para ver si es mas fácil que el lo lea.

 

Gracias, un saludo,

Miguel.

 

 

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Respuesta

(De Daniel)  23/07/06 - Argentina

 

Miguel:

Hay un programa español, creo que gratuito, no estoy seguro, que calcula con el método de Cross: http://crossmaker-system.softonic.com/ie/32680

 

Saludos,

Daniel.

 

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ref. Est-01_01/07/06

 

Sobre losas alveolares para puentes
(De Iván Ibáñez)  01/07/06 - Bolivia
Normativa: AASTHO
 

Hola a todos:

¿Cómo se calculan losas alveolares de hormigón pretensado para puentes?

 

Gracias,

Iván.

 

 

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Respuesta

(De Oscar)  11/07/06 - España

 

Amigo Iván, Tu pregunta es muuuuuuuuuy amplia, la verdad es que se podría dedicar un curso entero de una carrera para empezar desde el principio, ¿no podrías <<afinar>> un poco más?, ya que si no suena parecido a <<¿Cómo se calcula un edificio de viviendas?>> y claro... es un poco largo de explicar.

 

Oscar, <<Capitan Hormigón>>

 

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