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PROYECTO ESTRUCTURAL DE
CONSTRUCCIÓN METÁLICA DE 21x33 M,
POL. IND. SAN JORGE, LAS TORRES DE
COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
Autor: Óscar Martínez Rosauro
Director: Dr. Antonio Tomás Espín
Trabajo Fin de Grado. Ingeniería Civil
Universidad Politécnica de Cartagena
Marzo 2020
AGRADECIMIENTOS
A todas aquellas personas que han estado compartiendo conmigo esta experiencia
universitaria a lo largo de todos estos años y de los cuales hoy en día me llevo una gran
amistad.
A mi tutor de este trabajo fin de grado, Antonio Tomás Espín, por su tiempo y por
guiarme a lo largo de este proyecto.
Y por supuesto a mis padres, por su apoyo incondicional en todo momento y por ser un
ejemplo en valor del esfuerzo a lo largo de mi vida.
1
ÍNDICE
1. INTRODUCCIÓN. .................................................................................................. 5
1.1. Objetivo del proyecto. ......................................................................................... 5
1.2. Normativa a considerar. ..................................................................................... 5
2. DEFINICIÓN DEL PROYECTO.......................................................................... 7
2.1. Revisión de ordenanzas municipales. Elección de la parcela. ......................... 7
2.2. Características geométricas. ............................................................................... 9
2.3. Propuesta tipológica. ......................................................................................... 10
2.4. Elementos estructurales. ................................................................................... 11
2.5. Materiales. .......................................................................................................... 13
2.5.1. Acero estructural. ....................................................................................... 13
2.5.2. Acero en barras. ......................................................................................... 13
2.5.3. Hormigón estructural. ............................................................................... 13
2.5.4. Hormigón de limpieza. ............................................................................... 17
2.6. Acciones. ............................................................................................................. 18
2.6.1. Acciones Permanentes................................................................................ 18
2.6.2. Acciones Variables. .................................................................................... 21
2.6.2.1. Sobrecarga de uso (Qk). .......................................................................................... 21
2.6.2.2. Viento. .................................................................................................................... 23
2.6.2.2.1. Viento lateral. ...................................................................................................... 26
2.6.2.2.2. Viento frontal. ..................................................................................................... 33
2.6.2.2.3. Viento interior. .................................................................................................... 40
2.6.2.3. Acciones térmicas. ................................................................................................. 43
2.6.2.4. Nieve. ..................................................................................................................... 43
2.6.3. Acciones Accidentales. ............................................................................... 45
2.6.3.1. Sismo. ..................................................................................................................... 45
2.6.3.2. Fuego. ..................................................................................................................... 46
2.6.3.3. Impacto. .................................................................................................................. 47
2.7. Combinación de acciones. ................................................................................. 48
2.7.1. Resistencia y estabilidad. ........................................................................... 48
2.7.2. Aptitud en el servicio.................................................................................. 50
2.7.3. Seguridad al vuelco de la cimentación. .................................................... 50
3. PÓRTICO INTERIOR. ........................................................................................ 53
2
3.1. Determinación de esfuerzos. ............................................................................. 53
3.2. Dimensionado de las correas en cubierta. ....................................................... 54
3.3. Dimensionado de los pilares. ............................................................................ 56
3.3.1. E.L.S Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 57
3.3.1.1. Criterio de Integridad. ............................................................................................ 57
3.3.1.2. Criterio de Apariencia. ........................................................................................... 58
3.3.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB-SE-A.6.2). ................................................... 58
3.3.2.1. Comprobación a cortante. ...................................................................................... 63
3.3.2.2. Comprobación a flexión. ........................................................................................ 64
3.3.3. E.L.U Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2) ........................................................ 66
3.3.3.1. Pandeo por compresión. ......................................................................................... 66
3.3.3.2. Pandeo por flexocompresión. ................................................................................. 68
3.4. Dimensionado de las jácenas. ........................................................................... 69
3.4.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ............................................... 71
3.4.1.1. Criterio de Integridad. ............................................................................................ 71
3.4.1.2. Criterio de Apariencia. ........................................................................................... 72
3.4.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). ................................................... 72
3.4.2.1. Comprobación a cortante. ...................................................................................... 74
3.4.2.2. Comprobación a flexión. ........................................................................................ 75
3.4.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2) ....................................................... 77
3.4.3.1. Pandeo por compresión. ......................................................................................... 78
3.4.3.2. Pandeo por flexocompresión .................................................................................. 79
3.5. Dimensionado de las placas de anclaje. ........................................................... 80
3.6. Dimensionado de las cimentaciones. ................................................................ 88
3.6.1. E.L.U. Seguridad al vuelco. ....................................................................... 89
3.6.2. E.L.U. Agotamiento del terreno. ............................................................... 92
3.6.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación. .................................................... 94
3.6.4. E.L.U Anclaje de las armaduras. .............................................................. 97
4. SISTEMA CONTRAVIENTO. .......................................................................... 101
4.1. Determinación de esfuerzos ............................................................................ 101
4.1.1. Acciones permanentes (G). ...................................................................... 102
4.1.2. Sobrecarga de uso (Q). ............................................................................. 103
4.1.3. Nieve (N). ................................................................................................... 103
4.1.4. Viento (V). ................................................................................................. 104
3
4.1.4.1. Acciones en el plano perpendicular al pórtico (YZ). ........................................... 104
4.1.4.2. Acciones en el plano del pórtico (XZ). ................................................................ 108
4.2. Pórtico de fachada. .......................................................................................... 109
4.2.1. Dimensionado de los pilares. ................................................................... 109
4.2.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 110
4.2.2.1.1. Criterio de Integridad. ....................................................................................... 111
4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia. ...................................................................................... 111
4.2.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 111
4.2.1.2.1 Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). .............................................. 116
4.2.1.2.2. Comprobación a flexión. ................................................................................... 117
4.2.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 119
4.2.1.3.1. Pandeo por compresión. .................................................................................... 121
4.2.1.3.2. Pandeo por flexocompresión. ............................................................................ 122
4.2.2. Dimensionamiento de la jácena. .............................................................. 125
4.2.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 126
4.2.2.1.1. Criterio de Integridad. ....................................................................................... 126
4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia ....................................................................................... 126
4.2.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 127
4.2.2.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). ............................................. 129
4.2.2.2.2. Comprobación a flexión. ................................................................................... 130
4.2.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 132
4.2.2.3.1. Pandeo por compresión. .................................................................................... 132
4.2.2.3.2. Pandeo por flexocompresión. ............................................................................ 133
4.2.3. Dimensionamiento de las placas de anclaje. .......................................... 134
4.2.4. Dimensionado de la cimentación. ............................................................ 142
4.2.4.1. E.L.U. Seguridad al vuelco. ........................................................................ 143
4.2.4.2. E.L.U. Agotamiento del terreno. ................................................................ 145
4.2.4.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación. ..................................................... 147
4.2.4.4. E.L.U. Anclaje de las armaduras. .............................................................. 150
4.3. Dimensionamiento de la viga contraviento. .................................................. 154
4.3.1. Diagonales. ................................................................................................ 154
4.3.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 154
4.3.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 155
4.3.1.2.1. Comprobación a tracción................................................................................... 155
4.3.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 156
4
4.3.2. Montantes. ................................................................................................. 157
4.3.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 157
4.3.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 158
4.3.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 158
4.3.2.3.1. Pandeo por compresión. .................................................................................... 158
4.4. Dimensionado del arriostramiento de fachada lateral. ................................ 159
4.4.1. Montantes. ................................................................................................. 160
4.4.2. Diagonales. ................................................................................................ 160
4.4.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 161
4.4.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 161
4.4.2.2.1. Comprobación a tracción................................................................................... 161
4.4.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 162
4.5. Dimensionado de la viga perimetral. ............................................................. 162
4.5.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ............................................. 163
4.5.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). ................................................. 163
4.5.2.1. Comprobación a tracción...................................................................................... 163
4.5.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2). .................................................... 164
4.6. Dimensionado de la viga pre-marco de la fachada frontal. ......................... 165
4.6.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE-4.3.3.2) ............................................. 166
4.6.1.1. Criterio de Integridad. .......................................................................................... 166
4.6.1.2. Criterio de Apariencia. ......................................................................................... 166
4.6.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2) .................................................. 166
4.6.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). ................................................ 166
4.6.2.2. Comprobación a flexión. ...................................................................................... 167
4.6.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2). .................................................... 169
4.6.3.1. Pandeo lateral. ...................................................................................................... 169
5. Referencias bibliográficas................................................................................... 170
ANEXO 1. COMBINACIONES EN E.L.U. .......................................................... 171
ANEXO 2. PERFILES METÁLICOS EMPLEADOS. ........................................ 176
ANEXO 3. UNIONES. ............................................................................................. 181
5
1. INTRODUCCIÓN.
1.1. Objetivo del proyecto.
El objetivo del proyecto tiene como finalidad el diseño y construcción de una
nave industrial de estructura metálica destinada a la fabricación de envases de
papel y plástico para la alimentación.
Concretamente, este trabajo se centrará en la fase de cálculo estructural de la
planta industrial en la que se deben de cumplir, de manera consecutiva las
siguientes fases:
La geometría de la planta industrial: Definiendo las dimensiones en
planta y en altura del edificio cumpliendo con los requerimientos
urbanísticos del lugar donde se va edificar.
El sistema estructural: Que influirá en las acciones a considerar y en el
propio cálculo estructural.
Las acciones: Con el edificio definido geométricamente así como su
sistema estructural y su localización, se deben determinar todas las
acciones que sobre él puedan actuar a lo largo de su vida útil.
Las solicitaciones y deformaciones: La primera fase del cálculo
estructural requiere obtener los esfuerzos y deformaciones que sufre cada
uno de los elementos estructurales a dimensionar.
El dimensionamiento: Una vez los esfuerzos y las deformaciones están
definidos, se debe realizar el dimensionamiento de cada uno de los
elementos determinando los perfiles comerciales necesarios.
1.2. Normativa a considerar.
En lo relativo a aspectos generales de seguridad estructural, tanto para
estructuras de acero como hormigón, la normativa vigente es:
CTE DB SE [3]: Código Técnico de la Edificación. Documento Básico
Seguridad Estructural.
En el ámbito del cálculo de acciones en el edificio se debe seguir las
indicaciones de:
CTE DB SE-AE [4]: Código Técnico de la Edificación. Documento
Básico Seguridad Estructural. Acciones en la Edificación.
EC1 [5]: Eurocódigo 1. Acciones.
La acción accidental sísmica queda regulada por:
NCSE-02 [6]: Norma de construcción sismorresistente: Parte general y
edificación.
6
En el cálculo de estructuras de acero, la normativa vigente es:
CTE DB SE-A [7]: Código Técnico de la Edificación. Documento Base.
Seguridad Estructural. Acero.
EAE [8]: Instrucción de Estructuras de Acero en la Edificación.
También se harán algunas referencias a la normativa europea de esta materia:
EC3 [5]: Eurocódigo 3. Estructuras de Acero.
En el cálculo de placas de anclajes y cimentaciones, se requerirá acudir a la
normativa vigente en el campo de las estructuras de hormigón:
EHE-08 [9]: Instrucción de Hormigón Estructural.
CTE DB SE-C [10]: Código Técnico de la Edificación. Documento Base.
Seguridad Estructural. Cimientos.
En lo relativo a la protección contra incendios, se regirá lo establecido en:
CTE DB SI [11]: Código Técnico de la Edificación. Documento Básico
Seguridad en caso de Incendio.
RSCIEI [12]: Reglamento de seguridad contra incendios en
establecimientos industriales.
7
2. DEFINICIÓN DEL PROYECTO.
2.1. Revisión de ordenanzas municipales. Elección de la
parcela.
La construcción de la nave en cuestión se realizará en los límites del polígono
industrial “San Jorge” situado al noroeste del municipio de Las Torres de
Cotillas, en la comarca de la “Vega Media Del Segura” (Murcia).
Tal y como se puede apreciar en la Figura 1, este polígono industrial aparece
clasificado en el Plan General Municipal de Ordenación urbanística del
municipio (P.G.M.O) como suelo de tipo urbano sectorizado destinado a
actividades económicas de tipo industrial.
Figura 1. Plano de ordenación urbanística pormenorizada
Antes de elegir la parcela en la cual se llevará a cabo el proyecto de edificación
de la nave industrial, hay que tener en cuenta una serie de delimitaciones u
ordenanzas urbanísticas cuyos valores serán propios del municipio y también de
la zona urbana en la que se edifica. Estos valores se encontrarán reflejados en las
normas urbanísticas aprobadas en el Plan General Municipal de Ordenación
(P.G.M.O).
Para el municipio de Las Torres de Cotillas son los siguientes:
Retranqueos: 3 m mínimo con respecto a parcelas vecinas y 5 m mínimo
con respecto a los viales y zonas verdes. Separación mínima entre edificios
dentro de una misma parcela 3 m. Salvo para construcciones accesorias,
8
donde no se determinan. Su forma y volumen son libres, siempre que esté
debidamente justificadas y respondan a un diseño acertado.
Altura máxima: 8 m en una o dos plantas. Salvo para construcciones
accesorias, donde no se determina. Su forma y volumen son libres, siempre
que estén debidamente justificadas y respondan a un diseño acertado.
Ocupación máxima: La ocupación máxima sobre cada parcela será un
máximo de 79,69 % para el uso fabricación/almacenamiento exclusivo. En
caso de bloque representativo exclusivo la ocupación máxima de la parcela
será 40 %, como límite o proporción de edificación respecto de la neta total
de la parcela. Si hubiese naves en la parcela se sumaría la ocupación con
ellas y entre ambos no superarían el 79,11 % de la parcela.
Edificabilidad máxima: 0,7969 m2t/m
2s.
Una vez se conocen las posibles limitaciones en la construcción y cumplen con
las expectativas, lo próximo es la elección de la parcela.
La parcela elegida para su construcción cuenta con una superficie de 1.155 m2,
con unas dimensiones sobre el plano de 27x41 m.
En la Figura 2 puede visualizarse una parte del plan parcial de ordenación del
polígono industrial donde se pueden comprobar las mediciones realizadas.
9
Figura 2. Plano polígono San Jorge
2.2. Características geométricas.
Una vez se conocen las dimensiones de la parcela (27x41 m) y los valores de las
ordenanzas urbanísticas (valores de la Tabla 1), se puede definir finalmente
cuales serían las dimensiones de la nave industrial.
Valores Establecidos
Retranqueo frontal 5 m
Retranqueo lateral 3 m
Retranqueo posterior 3 m
Altura máxima 8 m
Ocupación máxima 79,69 %
Edificabilidad máxima 0,7969 m2t/m
2s
Tabla 1. Valores de las ordenanzas urbanísticas
Con todas estas restricciones, la nave industrial a calcular tendrá unas
dimensiones finales de 21x33 m, y se encontrará ubicada en la parcela señalada
en la Figura 3 de a continuación:
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Figura 3. Imagen aérea de la localización de la parcela
La ocupación, hace referencia al cociente entre la superficie ocupada por la
planta de la edificación construida y la superficie total de la parcela, mientras
que la edificabilidad relaciona la superficie de la parcela con los metros
cuadrados que se pueden levantar en ella en diferentes plantas.
Para este proyecto se plantea una nave de una sola planta, por tanto, ambos
parámetros (edificabilidad y ocupación) coinciden y al ser de un orden menor
que los establecidos como máximos se puede decir que cumplen con los valores
de normativa:
Ocupación=
=
Edificabilidad=
=
2.3. Propuesta tipológica.
La tipología de nave elegida será la constituida a base a pórticos metálicos
biempotrados a dos aguas suponiendo de antemano que la capacidad portante del
terreno es de tipo media-alta (0,3-0,4 MPa). Además contará con un sistema
contra viento (viga en celosía) en fachada de tipo cruz de San Andrés.
11
El esquema estructural básico de este tipo de edificios consta de dos tipos de
pórticos a proyectar, por una parte los interiores que estarán sometidos a unas
cargas más o menos idénticas y por otra parte los pórticos de fachada que
deberán ser capaces de absorber las cargas debidas al viento.
2.4. Elementos estructurales.
Dado que la luz de la nave no es excesivamente grande y que en la cubierta no se
va a desarrollar ninguna actividad y no se requiere la instalación de ningún tipo
de equipo de climatización o similar, la separación entre pórticos (crujía) será de
5,5 m.
La inclinación de la cubierta se fijará en 10º, para facilitar la evacuación de las
aguas de lluvia. Por lo tanto el esquema del pórtico interior queda definido como
se muestra en la Figura 4:
Figura 4. Esquema tipológico de los pórticos interiores
El pórtico de fachada tiene un comportamiento más complejo debido al diferente
cariz del conjunto de acciones que actúan sobre el mismo. Para las cargas
perpendiculares al plano del pórtico, es decir la acción del viento, se debe
disponer un conjunto de pilares de fachada a una separación similar a la de los
pilares en fachadas laterales que permitan el apoyo del paño de cerramiento de la
fachada frontal
En la siguiente figura se muestra el detalle del esquema estructural:
12
Figura 5. Esquema tipológico de los pórticos de fachada
Para garantizar el arriostramiento de los pórticos interiores en el plano de las
fachadas laterales evitando el movimiento de cabeza del pilar, se dispondrá de:
Viga perimetral que enlace las cabezas de los pilares.
Arriostramiento de fachada constituido por dos barras diagonales en los
vanos extremos (cruces de San Andrés).
Este sistema de arriostramiento garantiza, en el plano de la fachada lateral, que
se pueda suponer que los pilares se encuentran empotrados en la base.
Esta condición hace que mejore apreciablemente las condiciones que tendrían el
no disponer de arriostramiento ya que el pilar se comportaría como un voladizo
con un β de pandeo de 2, mientras que con este sistema, el coeficiente β de
pandeo se reduce considerablemente hasta un valor de 0,7.
A continuación se muestran en la Figuras 6 y 7 los esquemas de configuración
de las fachadas laterales:
Figura 6. Esquema de configuración de la fachada sin arriostramiento
13
Figura 7. Esquema de configuración de la fachada con arriostramiento
2.5. Materiales.
2.5.1. Acero estructural.
Como acero estructural para los perfiles laminados en caliente se utilizará el
S275 JR, que tiene una resistencia característica fyk= 275 N/mm2 y una
resistencia de cálculo, tras aplicarle el coeficiente de seguridad γM0= 1,05
establecido en el CTE DB SE-A 2.3.3 [7] de:
fyd= fyk/γM0= 275/1,05= 261,9 N/mm2
Si se requiere utilizar perfiles conformados en frío (como puede ser en el caso de
las correas), el acero a utilizar será el S235 JR, con una resistencia característica
fyk=235 N/mm2 y una resistencia de cálculo, tras aplicar el coeficiente de
seguridad de:
fyd= fyk/γM0= 235/1,05= 223,81 N/mm2
Módulo de elasticidad del acero (E)= 210.000 N/mm2
2.5.2. Acero en barras.
Para el acero que se utilizará para el hormigón armado se contará con barras
B500 SD, que tiene una resistencia característica fyk= 500 N/mm2 y una
resistencia de cálculo determinada por la EHE-08 de:
fyd= fyk/γS= 500/1,15= 434,78 N/mm2
Módulo de elasticidad de este acero (E)= 210.000 N/mm2
2.5.3. Hormigón estructural.
Como material para la cimentación se empleará hormigón armado que debe ser
compatible con las acciones de exposición química a las que se verá expuesto,
algo que se cumple mediante la consideración del ambiente (clase general +
clase específica) en el que se va a colocar el hormigón en la selección del
hormigón a utilizar.
14
Determinación del tipo de hormigón.
Clase general de exposición:
Primero se determina mediante el uso de las Tablas 2 y 3, la clase general de
exposición relativa a la corrosión de la armadura como IIB/Qa.
Tabla 2. Clases generales de exposición (tabla 8.2.2 EHE-08)
Tabla 3. Clases específicas de exposición (tabla 8.2.3.a EHE-08)
15
Recubrimientos:
El recubrimiento del hormigón es la distancia entre la superficie exterior de la
armadura (incluyendo cercos y estribos) y la superficie del hormigón más
cercana.
A los efectos de la EHE-08, se define como recubrimiento mínimo de una
armadura pasiva aquel que debe cumplirse en cualquier punto de la misma. Para
garantizar estos valores mínimos, se prescribirá en el proyecto un valor nominal
del recubrimiento rnom, definido como:
rnom= rmin +Δr
donde:
rnom: Recubrimiento nominal.
rmin: Recubrimiento mínimo.
Δr: Margen de recubrimiento, en función del nivel de control de ejecución, y
cuyo valor será de 10 mm.
Para el caso de este proyecto, mediante el uso de la Tabla 4, el recubrimiento
nominal inferior será de: rinf,nom = 40 mm + 10 mm= 50 mm.
Tabla 4. Valores de recubrimientos mínimos (tabla 37.2.4.1.c EHE-08)
16
En los laterales de las zapatas, sin embargo, el recubrimiento mínimo a
considerar será superior, pues según la EHE-08.37.2.4.1: “En piezas
hormigonadas contra el terreno, el recubrimiento mínimo será 70 mm, salvo que
se haya preparado el terreno y dispuesto un hormigón de limpieza”.
rlat,nom =70 mm + 10 mm= 80 mm.
Máxima relación agua/cemento:
Según lo expuesto en la Tabla 5:
Tabla 5. Máxima relación agua/cemento y contenido en cemento (tabla 37.3.2.a EHE-08)
Resistencia mínima recomendada:
Tabla 6. Valores de resistencias mínimas recomendadas (tabla 37.3.2.b EHE-08)
La Tabla 6 expuesta anteriormente, refleja los valores característicos de
resistencia, por lo que se recomienda un hormigón de mínimo 30 MPa.
Resistencia de cálculo → fcd= fck/γc= 30/1,5= 20 MPa.
Tipo de consistencia:
La docilidad del hormigón, que se determina según lo expuesto en la Tabla 7,
será la necesaria para que, con los métodos previstos de puesta en obra y
compactación, el hormigón rodee las armaduras sin solución de continuidad con
los recubrimientos exigibles y rellene completamente los encofrados sin que se
produzcan coqueras.
17
Tabla 7. Docilidad del hormigón (tabla 31.5 EHE-08)
Salvo en aplicaciones específicas que así lo requieran, se evitará el empleo de las
consistencias seca y plástica. Ni líquida salvo que se consiga mediante el empleo
de aditivos.
Se usará por tanto, una consistencia de tipo Blanda.
Se especifica por tanto, un hormigón HA-30/B/IIB.Qa.
2.5.4. Hormigón de limpieza.
En todas las cimentaciones se deberá colocar preceptivamente una solera de
asiento (capa de hormigón de limpieza) según lo establecido en el CTE DB SE-
C.4.5.1.2. El espesor mínimo de la solera de asiento será de 10 cm.
Puesto que el hormigón de limpieza es un tipo de hormigón cuya única finalidad
va destinada a evitar la desecación y posible contaminación del hormigón
estructural durante su vertido, se empleará un hormigón de tipo “HL” como bien
se especifica en la Tabla 8.
Tabla 8. Características del HL (anejo 18 EHE-08)
18
Puesto que en la norma se especifica la dosificación del cemento y también el
tamaño máximo de árido a utilizar, el hormigón relativo a este uso queda con la
siguiente tipificación:
Se especifica un hormigón HL-150/B/30.
2.6. Acciones.
A continuación, en este apartado se van a determinar todas las acciones que han
de tenerse en cuenta para el cálculo de la nave industrial. Alguno de los valores
se desconocen a priori, como es el correspondiente al peso propio de la
estructura, por tanto se suponen unos de predimensionamiento los cuales se
verificarán si son apropiados o no cuando se terminen los cálculos.
2.6.1. Acciones Permanentes.
Se considerarán como acciones permanentes aquellas que actúan en todo
momento sobre la nave con posición y magnitud constante. En este caso son
todas las relativas al peso propio de la nave, y que vayan a ser soportadas por la
estructura metálica (pórticos). Todos los valores que aquí se determinan son
valores característicos (Gk), debiendo ser amplificados posteriormente por el
correspondiente coeficiente de seguridad.
Peso propio de la estructura.
Para conocer el peso propio de la estructura es necesario saber las dimensiones
de los elementos que constituyen la nave industrial (pilares, jácenas, correas,
vigas contraviento, vigas perimetrales y arriostramientos) pero sus dimensiones
no se pueden conocer antes de realizar el cálculo.
Por tanto, se considerará un valor característico de predimensionamiento igual a
la luz del pórtico dividido por 100 en KN/m²:
Gk,PP=
Una vez calculados todos los elementos estructurales, se comprobará que el
valor utilizado es válido.
Cerramientos.
Se puede distinguir entre los cerramientos de cubierta y los cerramientos
laterales de la nave.
El cerramiento lateral de la nave se realizará mediante paneles prefabricados de
hormigón apoyados horizontalmente directos al suelo, tal y como se puede
19
apreciar de manera ilustrativa en la Figura 8, por tanto no afecta al cálculo
estructural ya que su peso recae sobre las vigas de atado de las cimentaciones.
Figura 8. Ejemplo de cerramientos laterales
El cerramiento de cubierta se ejecutará con panel sándwich de la casa comercial
“Paneles ACH” de 80 mm de espesor expuesto a continuación en la Figura 9.
Dicho panel cuenta con un peso de 0,19 KN/m², valor que se redondea a 0,2
KN/m² por la tornillería y accesorios de montaje.
Por tanto: Gk,cerr= 0,2 KN/m².
Las acciones permanentes totales serán: Gk=Gk,PP + Gk,cerr= 0,41 KN/m².
20
Figura 9. Tipología del cerramiento de cubierta escogido
Las acciones aplicadas sobre pórticos interiores y de fachada se obtienen
multiplicando el valor de la carga superficial por la crujía y por la mitad de la
crujía respectivamente, es decir:
Gk,p int= Gk*crujía =0,41 KN/m² * 5,5 m= 2,26 KN/m.
Gk, p fach= 0,41 KN/m² * (5,5/2) m= 1,13 KN/m.
El reparto de las cargas sobre la cubierta queda representado en las Figuras 10 y
11 de a continuación:
Figura 10. Esquema de acciones permanentes sobre los pórticos de fachada
21
Figura 11. Esquema de acciones permanentes sobre los pórticos interiores
2.6.2. Acciones Variables.
Las acciones variables son aquellas que pueden actuar o no sobre el edificio, y se
pueden dividir en sobrecargas de uso y acciones dinámicas.
2.6.2.1. Sobrecarga de uso (Qk).
La sobrecarga de uso es el peso de todo lo que puede gravitar sobre el edificio
por razón de su uso.
Por lo general, los efectos de la sobrecarga de uso pueden simularse por la
aplicación de una carga distribuida uniformemente. De acuerdo con el uso que
sea fundamental en cada zona del mismo, como valores característicos se
adoptarán los de la Tabla 9.
En este caso es necesario conocer cuál es el valor de la sobrecarga de uso que
aparecerá en la cubierta, puesto que la del resto del edificio recaerá directamente
sobre la solera del mismo.
Como anteriormente se comentó, la cubierta proyectada está formada por un
panel sándwich apoyado sobre las correas y solo va a ser accesible para
mantenimiento, por tanto la categoría de uso es la G1.2.
22
Tabla 9. Valores característicos de las SCU (tabla 3.1 CTE DB SE-AE)
La nota (7) de la tabla del CTE DB SE-AE establece que: “La sobrecarga de
uso en esta subcategoría no se considerará concomitante con el resto de las
acciones variables”. Por tanto, a la hora de establecer las combinaciones de
carga no aparecerá al mismo tiempo que la nieve o el viento.
De tal modo que, aplicando las acciones sobre los pórticos de la estructura:
qk,p int= Qk*crujía= 0,4 * 5,5= 2,2 KN/m.
qk,p fach= 0,4 * (5,5/2)= 1,1 KN/m.
Figura 12. Esquema de las SCU sobre los pórticos interiores
23
Figura 13. Esquema de las SCU sobre los pórticos de fachada
2.6.2.2. Viento.
El cálculo de la acción del viento se realiza de acuerdo con lo establecido en el
CTE DB SE-AE.3.3, que dice: “La distribución y el valor de las presiones que
ejerce el viento sobre un edificio y las fuerzas resultantes dependen de la forma
y de las dimensiones de la construcción, de las características y de la
permeabilidad de su superficie, así como de la dirección, de la intensidad y del
racheo del viento”.
La acción del viento es, en general, una fuerza perpendicular a la superficie de
cada punto expuesto, o una presión estática (qe) que puede expresarse como:
qe= qb * ce * cp
Siendo:
qb: La presión dinámica del viento. Se puede calcular como:
qb= 0,5*δ*Vb2 donde:
δ (densidad del aire)= 1,25 Kg/m3.
Vb2 (Velocidad básica del viento. Valor obtenido de la Figura 14)= 27 m/s.
24
Figura 14. Figura D.1 (CTE DB SE-AE): Valor básico de la velocidad del viento, Vb
En este caso, la nave se sitúa en Las Torres de Cotillas (Murcia), por tanto la
zona eólica es la B siendo el valor de la velocidad de 27 m/s.
qb= 0,5*1,25*272= 455,6 Kg/ms
2= 0,456 KN/m
2.
Ce: Coeficiente de exposición. Depende de la cota z y tiene en
cuenta los efectos de las turbulencias originadas por el relieve y la
topografía del terreno. Se puede calcular como:
Ce (Z)= F(Z)*(F(Z)+7*k) donde:
F= k* ln (max(z;Z)/L).
Se adopta como “z” (para todo el edificio) la altura de coronación del edificio,
que es la que dará el mayor valor de coeficiente de exposición, quedando por
tanto del lado de la seguridad.
25
De la Tabla 10 sacada del anejo D del CTE DB SE-AE, se pueden obtener los
valores de k, L y Z. Determinando los valores del coeficiente de rugosidad F y
posteriormente del coeficiente de exposición Ce.
Tabla 10. Coeficientes para tipo de entorno (tabla D.2 CTE DB SE-AE)
F(g,z)= k(g)*ln(max(z;Z(g))/L(g))
F(IV, 7,85)= 0,22*ln((7,85;5)/0,3)= 0,7182
Ce= 0,7182*(0,7182+7*0,22)= 1,62
Por tanto, la acción del viento exterior antes de aplicar los coeficientes de viento
será:
qe= 0,456*1,62*cpe= 0,7387*cpe KN/m2
Cpe: Coeficientes de presión exterior.
Los coeficientes de presión exterior o eólico dependen de la dirección relativa
del viento, de la forma del edificio, de la posición de elemento considerado y de
su área de influencia.
En naves y construcciones diáfanas, sin forjados que conecten las fachadas, la
acción del viento debe individualizarse en cada elemento de superficie exterior.
En las tablas del Anejo D.3 del CTE DB SE-AE se dan valores de coeficientes
de presión para diversas formas simples de construcciones, obtenidos como el
pésimo de entre los del abanico de direcciones de viento definidas en cada caso.
Los coeficientes eólicos exteriores se determinan mediante la expresión:
Cpe=Cp*(h/d, α, A, f, Zona)
De modo que los coeficientes dependen de la dirección relativa del viento (h/d),
de la forma del edificio y posición del elemento (f, α, zona) y del área de
influencia del elemento (A).
26
Para el caso de las naves industriales, el área de influencia siempre va a ser
mayor de 10 m2, pues cualquiera de los elementos que se van a calcular supera
esta área tributaria de carga. Pero para el resto de variables, hacen necesario
realizar un estudio por separado de las dos direcciones de actuación del viento
sobre la nave, y además afectará de distinta manera a cada uno de los pórticos de
la estructura, por tanto la casuística que aparece es numerosa.
2.6.2.2.1. Viento lateral.
Paramentos verticales.
Para la el viento lateral, lo primero es determinar los valores de los coeficientes
eólicos que aparecen en la Tabla 11 para el caso de los paramentos verticales.
Para el caso del viento en los cerramientos verticales, se obtendrán los datos en
la fila que cuenta con un área de influencia A > 10 m2 como se muestra a
continuación.
La esbeltez del edificio en el caso del viento lateral será:
h/d= 7,85/21= 0,374.
Tabla 11. Valores eólicos en paramentos verticales (tabla D.3 CTE DB SE-AE)
De esta manera, interpolando la esbeltez del edifico, se obtienen coeficientes
eólicos de viento lateral que inciden sobre las superficies establecidas en la
Figura 15:
Figura 15. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en fachadas laterales
27
Y multiplicando los Cpe obtenidos por el valor de presión dinámica y coeficiente
de exposición calculado anteriormente (0,7387) se obtienen las cargas
superficiales de viento expuestos en la Tabla 12:
ZONA h/b Cpe QVL
A (F) 0,374 -1,2 -0,886
B (F) 0,374 -0,8 -0,591
C (F) 0,374 -0,5 -0,369
D (L) 0,374 0,783 0,578
E (L) 0,374 -0,333 -0,246 *(F): Fachadas Frontales.
*(L): Fachadas Laterales.
Tabla 12. Coeficientes eólicos de viento lateral en paramentos verticales
Una vez conocido el valor de la presión dinámica del viento sobre cada una de
las superficies, la profundidad de las zonas A, B y C depende de “e”, con ese
valor podemos conocer la longitud de cada una de las zonas delimitadas a los
largo de toda la fachada lateral de la nave haciendo uso de lo establecido en la
Figura 16:
e= min (b; 2h)= min (33; 15,7)= 15,7 m.
Figura 16. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Disposición de zonas afectadas por el viento
X(A)= e/10= 1,57 m
X(B)= e-e/10= 14,13 m
X(C)= d-e= 21-15,7= 5,3 m
Debido a que la acción del viento lateral no es exactamente la misma, sino que
varía dependiendo de las zonas establecidas, no todos los pilares van a tener los
mismos valores de carga, sino que va a variar según su posición.
En la Figura 17, se muestra un esquema en planta de la nave con los valores
obtenidos y la disposición de los pórticos interiores, donde se pueden observar
variaciones.
Profundidades
28
Figura 17. Esquema de cargas de viento lateral según zonas
Si se aplica la carga resultante en cada zona de las fachadas sobre los
correspondientes pórticos (QVL*crujía), se obtienen las diferentes cargas de
viento lateral que sobre los pilares de la estructura actúan.
Esto se hace para los planos de pilares “XZ” que es el plano del pórtico y para el
plano “YZ” que es el plano perpendicular al plano del pórtico.
Plano XZ
Para el caso del plano del pórtico, no se presenta ninguna particularidad especial,
simplemente se calcula como el producto entre el QVL (correspondiente a la zona
donde se evalúan los pilares) y la crujía, salvo en el caso de los pilares de los
pórticos de fachada, donde la crujía será la mitad.
Plano YZ
Para el caso del plano perpendicular al plano del pórtico, solamente se tendrán
en cuenta los pilares de los pórticos de fachada que son los que se encuentran en
esa dirección. En este caso hay que tener en cuenta que puede haber pilares en
los que dentro de su área tributaria existan dos zonas distintas de paramentos,
teniéndose que ajustar de manera proporcional los valores de QVL a sus metros
de crujía correspondientes.
29
A continuación en la Tabla 13 se resumen estos valores, estableciendo un
criterio positivo para las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de
succión exterior.
Además en la misma, el criterio de enumeración de los pilares es el establecido
en la figura anterior.
PILAR PLANO XZ
(P. Pórtico)
PLANO YZ
(P.⊥ Pórtico)
1A y 7A 0,578 * (5,5/2)= 1,59 -0,886*1,57-0,591*1,055= -2,01
2A – 6A 0,578 * 5,5= 3,18 -
1E y 7E -0,246 * (5,5/2)= -0,68 -0,369*2,625= 0,968
2E – 6E -0,246 * 5,5= -1,35 -
1B y 7B - -0.591*5,25= -3,1
1C y 7C - -0,591*5,25= -3,1
1D y 7D - -0,369*2,675-0,591*2,575= -2,51
* Crujía pórticos: 5,5 m
*Crujía pilares fachada: 5,25 m
Tabla 13. Valores de carga de viento lateral en pilares
Superficie de cubierta.
Una vez determinadas las cargas de viento en los pilares, se procede al cálculo
de las mismas en las jácenas, para ello, se deben conocer los coeficientes eólicos
de presión en cada una de las zonas de la cubierta que aparecen en la Tabla 14,
para una cubierta a dos aguas con 10º de inclinación.
Para ello será necesario hacer una interpolación:
Tabla 14. Coeficientes eólicos de viento lateral en cubierta (tabla D.6 CTE DB SE-AE)
En el caso de la cubierta, el coeficiente eólico es independiente de la esbeltez,
aunque depende del ángulo de inclinación, apareciendo dos modos de actuación,
30
de Presión y de Succión ambos establecidos en las Tablas 15 y 16, que inciden
sobre las superficies establecidas en la Figura 18:
Figura 18. Figura D.4 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en la cubierta
ZONA e Cpe QVL
F 15,7 -1,3 -0,9603
G 15,7 -1 -0,7387
H 15,7 -0,45 -0,3324
I 15,7 -0,5 -0,3693
J 15,7 -0,4 -0,2955
Tabla 15. Valores de carga de viento (succión) lateral en cubierta (10º)
ZONA e Cpe QVL
F 15,7 0,1 0,0738
G 15,7 0,1 0,0738
H 15,7 0,1 0,0738
I 15,7 -0,3 -0,2216
J 15,7 -0,3 -0,2216
Tabla 16. Valores de carga de viento (presión) lateral en cubierta (10º)
Sabiendo que el valor de “e” sigue siendo 15,7, se puede volver a obtener como
en el caso anterior las profundidades de F, G, H, I y J:
31
X(F)= e/10= 1,57 m
X(G)= e/10= 1,57 m
X(J)= e/10= 1,57 m
X(H)= d/2-1,57= 8,93 m
X(I)= d/2-1,57= 8,93 m
Y(F)= e/4= 3,93 m
Y(G)= b-(2*e/4)= 25,14 m
Y(H)= Y(I)= Y(J)= 33 m
Haciendo un esquema en planta de la nave con los valores obtenidos, y la
posición de los pórticos interiores (Figura 19) se observa que cada uno de los
pórticos y barras tendrán valores de caga distintos, en función de su posición,
algo que hay que compatibilizar con lo que ocurre en los pilares, puesto que las
zonas A, B y C no tienen el mismo ancho que las F y G.
Figura 19. Esquema de cargas de viento lateral en cubierta según zonas
Si se aplica la carga resultante en cada zona de la cubierta sobre los
correspondientes pórticos (QVL*crujía), se obtienen las diferentes cargas de
viento lateral que sobre las jácenas de la estructura actúan.
En las siguientes Tablas 17 y 18 se resumen estos valores, estableciendo un
criterio positivo para las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de
succión exterior.
Profundidades
32
JÁCENAS TRAMO 1 TRAMO 2
1 y 7 AC -3,09 -0,3324*2,75= -0,91
2 y 6 AC -3,88 -0,3324*5,5= -1,83
3 - 5 AC -0,7387*5,5= -4,06 -0,3324*5,5= -1,83
1 y 7 CE -0,2955*2,75= -0,81 -0,3693*2,75= -1,01
2 - 6 CE -0.2955*5,5= -1,63 -0,3693*5,5= -2,03
Tabla 17. Valores de carga de viento lateral (succión) en jácenas
JÁCENAS TRAMO 1 TRAMO 2
1 y 7 AC 0,0738*2,75= 0,20 0,0738*2,75= 0,20
2 y 6 AC 0,0738*5,5= 0,41 0,0738*5,5= 0,41
3 - 5 AC 0,0738*5,5= 0,41 0,0738*5,5= 0,41
1 y 7 CE -0,2216*2,75= -0,61 -0,2216*2,75= -0,61
2 – 6 CE -0,2216*5,5= -1,22 -0,2216*5,5= -1,22
Tabla 18. Valores de carga de viento lateral (presión) en jácenas
Debido a que los valores de carga de viento lateral en las jácenas 1AC y 2AC, al
igual que la 6AC y 7AC se llevan parte de la carga de la zona F y parte de la G,
es necesario plantear la distribución de cargas en las correas de ese tramo tal y
como se representa en la Figura 20 (Se suponen biapoyadas para estar del lado
de la seguridad).
Figura 20. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2
33
Equilibrio de fuerzas en el eje y.
R1 + R2 = 0,9603*3,93 + 0,7387* 1,57;
R1 + R2 = 4, 9337
Equilibrio de momentos en “1”.
(0,9603*3,932)/2 + (0,7387*1,57*4,715)/2 – 5,5R2 = 0;
Además también hay que tener en cuenta la contribución del tramo entre los
pórticos 2 y 3 que será: -0,7387*2,75= -2,03.
Por tanto se obtiene que:
R1 = -3,09 KN.
R2 = -1,845 – 2,03 = -3,88 KN.
2.6.2.2.2. Viento frontal.
Paramentos verticales.
Una vez calculado el viento lateral, se procede a calcular el viento que se
presenta en el plano ortogonal denominado como viento frontal.
Al igual que para el caso del viento lateral, se utiliza la Tabla 19 correspondiente
a los paramentos verticales, con la diferencia de que lo que antes era la longitud
del edificio ahora es la luz (b= 21 m) y por tanto la el parámetro “d” ahora tiene
un valor de 33 m.
h/d= 7,85/33= 0,238
Tabla 19. Valores eólicos en paramentos verticales (tabla D.3 CTE DB SE-AE)
De esta manera, como la relación h/d presenta un valor inferior al 0,25, se
obtienen coeficientes eólicos de viento frontal que inciden sobre las superficies
establecidas en la Figura 21:
34
Figura 21. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en fachadas frontales
Y multiplicando los Cpe obtenidos por el valor de presión dinámica y coeficiente
de exposición calculado anteriormente (0,7387) se obtienen las cargas
superficiales de viento expuestas en la Tabla 20.
ZONA h/b Cpe QVF
A (L) 0,238 -1,2 -0,886
B (L) 0,238 -0,8 -0,591
C (L) 0,238 -0,5 -0,369
D (F) 0,238 0,7 0,517
E (F) 0,238 -0,3 -0,222 *(F): Fachadas Frontales.
*(L): Fachadas Laterales.
Tabla 20. Coeficientes eólicos de viento frontal en paramentos verticales
La profundidad de las zonas A, B y C en las fachadas laterales depende de “e”.
Haciendo uso de lo establecido en la Figura 16, en el caso del viento frontal
será:
e= min (b;2h)= min (21;15,7)= 15,7 m
Figura 22. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Disposición de zonas afectadas por el viento
35
X(A)= e/10= 1,57 m
X(B)= e-e/10= 14,13 m
X(C)= d-e= 33-15,7= 17,3 m
Al igual que pasaba con el viento lateral, no todos los pilares van a recibir la
misma carga. En la Figura 23 se ha llevado a cabo un esquema con los valores
obtenidos y la posición de los pórticos interiores, donde se pueden observar
dichas variaciones:
Figura 23. Esquema de cargas de viento frontal según zonas
Si se aplica la carga resultante en cada zona de las fachadas sobre los
correspondientes pórticos (QVL*crujía), se obtienen las diferentes cargas de
viento lateral que sobre los pilares de la estructura actúan.
Esto se hace para los planos de pilares “XZ” que es el plano del pórtico y para el
plano “YZ” que es el plano perpendicular al plano del pórtico.
En la Tabla 21 se resumen estos valores, estableciendo un criterio positivo para
las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de succión exterior.
Además en la misma, el criterio de enumeración de los pilares es el establecido
en la figura anterior.
Profundidades
36
PILAR PLANO XZ
(P.Pórtico)
PLANO YZ
(P.⊥ Pórtico)
1A y 1E -0,886*1,57-0,591*1,18= -2,09 0,517*2,625= 1,36
1B, 1D y 1C - 0,517*5,25= 2,71
2A-3A y 2E-3E -0,591*5,5= -3,25 -
4A y 4E -0,591*1,95-0,369*3,55= -2,46 -
5A-6A y 5E-6E -0,369*5,5= -2,03 -
7A y 7E -0,369*2,75= -1,01 -0,222*2,625= -0,58
7B, 7C y 7D - -0,222*5,25= -1,16
* Crujía pórticos: 5,5 m
*Crujía pilares fachada: 5,25 m
Tabla 21. Valores de carga de viento frontal en pilares
Superficie de cubierta.
Una vez determinadas las cargas de viento en los pilares, se procede al cálculo
de las mismas en las jácenas, para ello, se deben conocer los coeficientes eólicos
de presión en cada una de las zonas de la cubierta que aparecen en la Tabla 22
para una cubierta a dos aguas con 10º de inclinación.
Tabla 22. Coeficientes eólicos de viento frontal en cubierta (tabla D.6 CTE DB SE-AE)
En este caso, solo existe un modo de viento sobre las cubiertas, así que basta con
interpolar en la tabla para el valor del ángulo de inclinación de la cubierta y
multiplicarlo por el valor del coeficiente de exposición y la presión dinámica
(0,7387) para obtener la carga de viento frontal (QVF) sobre las diferentes zonas
de la cubierta tal y como aparecen representadas en la Figura 25 y Tabla 23:
37
Figura 25. Figura D.4 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en la cubierta
ZONAS e Cpe QVF
F 15,7 -1,45 -1,071
G 15,7 -1,3 -0,960
H 15,7 -0,65 -0,480
I 15,7 -0,55 -0,406
Tabla 23. Coeficientes eólicos y cargas de viento frontal en cubierta (10º)
Sabiendo que el valor de “e” sigue siendo 15,7, se puede volver a obtener como
en el caso anterior las profundidades de F, G, H e I:
Y(F,G)= e/10= 1,57 m
Y(H)= e/2= 7,85 m
Y(I)= d-e/10-e/2= 23,58 m
X(F)= e/4= 3,93 m
X(G)= b-2*e/4= 13,15 m
Haciendo un esquema en planta de la nave con los valores obtenidos, y la
posición de los pórticos interiores (Figura 26), se observa que cada uno de los
pórticos y barras tendrán valores de caga distintos, en función de su posición,
algo que hay que compatibilizar con lo que ocurre en los pilares.
Profundidades
38
Figura 26. Esquema de cargas de viento frontal en cubierta según zonas
Si se aplica la carga resultante en cada zona de la cubierta sobre los
correspondientes pórticos (QVL*crujía), se obtienen las diferentes cargas de
viento lateral que sobre las jácenas de la estructura actúan.
En la Tabla 24, se resumen estos valores, estableciendo un criterio positivo para
las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de succión exterior.
JÁCENAS TRAMO 1 TRAMO 2
1 AC y 1 CE -2,12 -1,97
2 AC y 2 CE -1,45 -1,43
3 AC y 3 CE -0,406*4,33-0,480*1,17= -2,32
4 a 6 AC y CE -0,406*5,5= -2,23
7 AC y 7 CE -0,406*2,75= -1,12
Tabla 24. Valores de carga de viento frontal en jácenas
Los valores de carga de viento frontal en las jácenas 1 AC y 2 AC son
particularmente complicadas de determinar, pues se llevan parte de la carga de la
zona F y parte de las zonas G y H. Para calcularlas se plantea la distribución de
cargas en las correas de esos tramos tal y como se representa en las Figuras 27 y
28 (se suponen biapoyadas, para estar del lado de la seguridad).
39
Figura 27. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2 (tramo 1)
Equilibrio de fuerzas en el eje y.
R1 + R2 = 1,07*1,57+0,48*3,93;
R1 + R2 = 3,57
Equilibrio de momentos en “1”.
(1,07*1,572)/2 + 0,48*3,93*3,535 – 5,5R2 = 0;
Por tanto se obtiene que:
R1 = -2,12 KN.
R2 = -1,45 KN.
Figura 28. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2 (tramo 2)
Equilibrio de fuerzas en el eje y.
R1 + R2 = 0,96*1,57+0,48*3,93;
40
R1 + R2 = 3,3936
Equilibrio de momentos en “1”.
(0,96*1,572)/2 + 0,48*3,93*3,535 – 5,5R2 = 0;
Por tanto se obtiene que:
R1 = -1,97 KN.
R2 = -1,43 KN.
2.6.2.2.3. Viento interior.
La acción del viento en el interior de la nave puede considerarse como una
acción extraordinaria o como una acción persistente o transitoria.
En ambos casos, el valor de qb es el mismo e igual al calculado con anterioridad
(qb=0,456 KN/m2). También es común el valor del coeficiente de exposición
interior (Cei), que es distinto al calculado anteriormente para el viento exterior.
qe(z)= qb*Ce,i(z)*Cp.i
Para calcular Cei, se hace uso de la Tabla 25 y se estima que existe un hueco
dominante (la puerta de la fachada frontal), que tiene una altura total de 5 m, por
tanto su punto medio está situado a z= 2,5 m.
Tabla 25. Grado de aspereza (tabla D.2 CTE DB SE-AE)
F(g,z)= k(g)*ln ( ))
))
F(IV; 2,5)= 0.22*ln ( )
)= 0,619
Ce,i(z)= F(z)*(F(z)+7*k)
Ce,i= 0,619*(0,619+7*0,22)= 1,336
41
Por tanto, el coeficiente de presión interior queda:
qe(z)= qb*Ce,i(z)*Cp,i= 0,456*1,336*Cp,i= 0,6092Cp,i
Situación persistente o transitoria.
Para esta situación, se deben considerar unos coeficientes de viento no tan
restrictivos como los que aparecen representados en la Tabla 26:
Tabla 26. Coeficientes eólicos interiores (tabla 3.6 CTE DB SE-AE)
En la Figura 29 de a continuación, se detalla de forma ilustrativa la casuística
que puede presentarse bajo esta afección:
Figura 29. Figura 3.1 (CTE DB SE-AE): Presiones ejercidas por el viento
Se propone utilizar un coeficiente de presión interior Cpi= +0,2 y un coeficiente
de succión interior Cpi= -0,3.
De esta manera, las acciones de viento interior de succión (VIS) y de presión
interior (VIP) quedan:
VIS (KN/m2)= 0,6092*-0,3= -0,1827
VIP (KN/m2)
= 0,6092*0,2= 0,1218
Estas cargas se transmiten tanto a los pórticos interiores como a los de fachada.
En el plano XZ
VIS= -0,1827 → P.interior= -0,1827*5,5= 1,005 KN/m
P.fachada= -0,1827*2,75= 0,502 KN/m
VIP= 0,1218 → P.interior= 0,1218*5,5= 0,670 KN/m
P.fachada= 0,1218*2,75= 0,335 KN/m
42
En el plano YZ
VIS= -0,1827 → P.interior= -0,1827*5,25= 0,959 KN/m
P.fachada= -0,1827*2,625= 0,480 KN/m
VIP= 0,1218 → P.interior= 0,1218*5,25= 0,639 KN/m
P.fachada= 0,1218*2,625= 0,320 KN/m
Situación extraordinaria
Si se tiene en cuenta la acción del viento como una situación accidental, se
tomarán los coeficientes de succión y de presión más desfavorables que se
puedan encontrar. En este caso, de la Tabla 27 se estiman los valores Ccp= 0,7
para la presión y Cpi= -0,5 para la succión.
Tabla 27 .Coeficientes eólicos interiores (tabla 3.6 CTE DB SE-AE)
El motivo por el cual se escogen esos dos valores es porque no se conoce el
porcentaje de huecos a succión y a presión respecto del total de huecos de la
nave industrial. Por esa razón se tiene en cuenta la situación más desfavorable en
ambas situaciones.
De esta manera, las acciones de viento interior de succión (VIS) y de presión
interior (VIP) quedan:
VIS’ (KN/m2)= 0,6092*-0,5= -0,3046
VIP’ (KN/m2)
= 0,6092*0,7= 0,4264
Estas cargas se transmiten tanto a los pórticos interiores como a los de fachada.
En el plano XZ
VIS’= -0,1827 → P.interior= -0,3046*5,5= 1,675 KN/m
P.fachada= -0,3046*2,75= 0,838 KN/m
VIP’= 0,1218 → P.interior= 0,4264*5,5= 2,345 KN/m
P.fachada= 0,4264*2,75= 1,173 KN/m
43
En el plano YZ
VIS’= -0,1827 → P.interior= -0,3046*5,25= 1,599 KN/m
P.fachada= -0,3046*2,625= 0,799 KN/m
VIP’= 0,1218 → P.interior= 0,4264*5,25= 2,239 KN/m
P.fachada= 0,4264*2,625= 1,119 KN/m
2.6.2.3. Acciones térmicas.
En el CTE DB SE-AE.3.4 se establecen las consideraciones de cambios en la
geometría y deformaciones de los elementos constructivos originados por la
variación de temperatura. En edificios con elementos estructurales de hormigón
o acero, pueden no tenerse en cuenta las acciones térmicas cuando se dispongan
juntas de dilatación o cuando no existan elementos continuos de más de 40 m de
longitud.
En el caso de esta nave industrial, la mayor dimensión es de 33 m, por tanto no
es necesario incluir juntas ni realizar cálculos de acción térmica.
2.6.2.4. Nieve.
El cálculo de la acción de nieve sobre el edifico se realiza según lo establecido
en el CTE DB SE-AE.3.5 y también en el anejo E.
Como valor característico de la carga de nieve por unidad de superficie en
proyección horizontal (qn), debe tomarse:
qk,n= μ*Sk dónde:
Sk: Valor característico de la nieve. CTE DB SE-AE.3.5.2.
El valor de la sobrecarga de nieve se puede tomar de la Tabla 28, donde aparece
clasificado en función de las capitales de provincia y ciudades autónomas.
Ubicado este proyecto en la Región de Murcia cuenta con un valor de 0,2.
44
Tabla 28. Sobrecarga de nieve en capitales de provincia (tabla 3.8 CTE DB SE-AE)
μ: Coeficiente de forma de la cubierta. CTE DB SE-AE.3.5.3.
Al tener la cubierta una inclinación por debajo de los 30º, el coeficiente de forma
tendrá el valor de 1, ya que no hay impedimento al deslizamiento de la nieve.
De modo que la carga de nieve qn queda definida como:
qn = μ*Sk = 1*0,2= 0,2 KN/m2
Y las cargas sobre los pórticos interiores y de fachada serán:
np int= qn*S= 0,2*5,5= 1,1 KN/m
np fach= qn*S/2= 0,2*2,75= 0,55 KN/m
En la norma también se hace mención a que se tendrán en cuenta las posibles
distribuciones asimétricas de nieve debidas al transporte de ésta por acción del
viento, considerándose como la mitad en las partes donde sea favorable.
Es decir, una casuística como se muestra en las Figuras 30 y 31:
45
Figura 30. Distribución de la nieve en pórtico interior
Figura 31. Distribución de la nieve en pórtico de fachada
2.6.3. Acciones Accidentales.
2.6.3.1. Sismo.
Las acciones sísmicas están reguladas en la NSCE-02, Norma de construcción
sismorresistente: parte general y edificación.
46
Este proyecto va a estar emplazado en Las Torres de Cotillas, situado en la
Región de Murcia, por tanto, según el anexo 1 de la norma se tendrá un valor de
aceleración sísmica ab/g=0,14.
Sin embargo, al ser una nave industrial de pequeñas dimensiones se opta por no
considerar el efecto del sismo en el dimensionamiento de la misma.
2.6.3.2. Fuego.
Las normativas que definen la acción del fuego sobre la estructura son CTE DB-
SI (Seguridad en caso de Incendio) y el RSCIEI (Reglamento de Seguridad
Contra Incendios en los Establecimientos Industriales) así como en la EAE y en
el EC3- parte 1.2.
La resistencia al fuego exigible, se determina en base al RSCIEI y la
comprobación de seguridad con el CTE, determinando las propiedades de los
materiales.
La nave contará con una puerta de salida de emergencia a no más de 30 m de la
entrada principal (anexo II RSCIEI), con unas dimensiones de 80 cm por hoja y
una altura de 210 cm, acorde a lo establecido en la Tabla 29:
Tabla 29. Dimensionado de los elementos de evacuación (tabla 4.1 CTE DB SI-3)
Además en la Tabla 30, perteneciente al anexo II del RSCIEI, se establece que
para garantizar la correcta evacuación del personal en caso de incendio los
elementos constructivos deberán de tener una resistencia al fuego como mínimo
del tipo EI-30 (RF-30) y en la estructura portante una resistencia R-60, dotando
así de tiempo suficiente antes de que se produzca un posible colapso de la
estructura.
Siendo la presente nave catalogada como una nave de tipo C (según RSCIEI):
“El establecimiento industrial ocupa totalmente un edificio, o varios, en su caso,
que está a una distancia mayor de tres metros del edificio más próximo de otros
47
establecimientos. Dicha distancia deberá estar libre de mercancías combustibles
o elementos intermedios susceptibles de propagar el incendio”.
Tabla 30. Niveles de riesgo (tabla 2.1 RSCIEI, anexo II)
2.6.3.3. Impacto.
El CTE DB SE-AE en epígrafe 4.3 establece que las acciones sobre un edificio
causadas por un impacto dependen de la masa, de la geometría y de la velocidad
del cuerpo impactante, así como para capacidad de deformación y absorción del
elemento que recibe dicho impacto.
Solo se considerarán acciones debidas a impactos accidentales, quedando
excluidos los premeditados.
La acción de impacto de vehículos desde el exterior del edificio, se considerará
donde y cuando lo establezca la ordenanza municipal. El impacto desde el
interior debe considerarse en todas las zonas cuyo uso suponga la circulación de
vehículos.
Los valores de cálculo de las fuerzas estáticas equivalente debidas al impacto de
vehículos de hasta 30 KN de peso, será de 50 KN en la dirección paralela a la vía
y de 25 KN en la perpendicular.
El área de impacto que se definirá en caso de que se produzca será rectangular de
0,25 m de altura x 1,5 m (de anchura o la anchura del elemento si es menor, y
una altura de 0,6 m por encima del nivel de rodadura en el caso de elementos
48
verticales o la altura del elemento si es menor que 1,8 m en los horizontales. La
fuerza siempre será perpendicular a dicho plano de impacto
En las zonas en las que se prevea la circulación de carretillas elevadoras, el valor
de cálculo (Ad) de la fuerza debida a impacto será de cinco veces el P.M.A de la
carretilla. Se aplicará sobre una superficie rectangular de 0,4 m de altura y 1,5 m
de anchura, o la anchura del elemento si es menor. En ausencia de información
específica se supondrá una altura de 0,75 m por encima del nivel de rodadura.
Las características de la carretilla considerada deberán reflejarse en la memoria
del proyecto y en las instrucciones de uso y mantenimiento. En este caso se
considerará una carretilla tipo FL2 normalizada en la parte 1.1 del EC1
La carretilla pesa 31 KN y cuenta con una capacidad de carga de 15 KN. En el
supuesto de que el impacto de produzca con el máximo de capacidad:
31+15= 46 KN → P.M.A
Ad = 5*P.M.A= 230 KN
2.7. Combinación de acciones.
En este apartado se van a proponer una serie de combinaciones de acciones que
pueden influir sobre el dimensionado de la estructura con el fin de comprobar
que se garantiza el buen funcionamiento de la nave durante su vida útil.
Estas combinaciones serán resultado de la agrupación de las cargas que en los
apartados anteriores se han calculado y se generarán de acuerdo a lo establecido
en el CTE DB SE, tanto SE1: resistencia y estabilidad, como la SE2: aptitud al
servicio
2.7.1. Resistencia y estabilidad.
El CTE establece que las condiciones de resistencia y estabilidad serán las
adecuadas para que no se generen riesgos indebidos frente a las acciones e
influencias previsibles durante las fases de construcción y usos previstos de los
edificios.
A efectos de la verificación de exigencia SE1 Se deben considerar las
combinaciones de acciones en situaciones persistentes o transitorias que aparece
en el apartado 4.2.2, es decir:
49
Los coeficientes parciales de seguridad a utilizar son los que aparecen en la
Tabla 31 y son:
Acción Favorable Desfavorable
Permanentes (G) 0,8 1,35
Variables (Q) 0 1,50
Tabla 31. Coeficientes de seguridad (tabla 4.1 CTE DB SE)
Los coeficientes de combinación para las acciones variables (ψ0), y los
coeficientes de combinación para las acciones accidentales (ψ1 y ψ2) se
obtienen de la Tabla 32 y son:
Acción Carga variable Viento (V) Nieve (N)
Ψ0 No combina 0,6 0,5
Ψ1 0 0,5 0,2
Ψ2 0 0 0
Tabla 32. Valores de coeficientes de combinación (tabla 4.2 CTE DB SE)
Todos los coeficientes anteriores prevé los posibles escenarios en los que se
montan las combinaciones para la verificación de E.L.U, considerando las
acciones permanentes y variables como favorables y desfavorables y diferentes
acciones variables como principales, o de acompañamiento.
Hay que tener en cuenta dos cosas:
1) La sobrecarga de uso (Q) no puede aparecer combinada con ninguna otra
acción variable.
2) Las acciones de viento interior (VIP o VIS) solo pueden aparecer cuando lo
hagan alguna de las combinaciones, y siendo ambas del mismo tipo
(principal o de acompañamiento).
Debido a la aparición de 4 acciones accidentales, como son el viento interior de
presión (VIPac) y succión (VISac) e impacto (IM1 e IM2), se deben de montar las
combinaciones correspondientes a situaciones accidentales o extraordinarias,
mediante la expresión:
50
2.7.2. Aptitud en el servicio.
La exigencia básica SE2 será conforme con el uso previsto del edifico de manera
que no se produzcan deformaciones inadmisibles; se limite la probabilidad de un
comportamiento dinámico inadmisible y no se produzcan degradaciones o
anomalías inadmisibles según CTE DB SE.
Para la exigencia SE2 se deben considerar distintos tipos de combinaciones que
aparecen concebidas en el apartado 4.3 de la norma.
En este apartado, el dimensionado de los elementos se debe considerar:
1) En combinación característica, sin presencia de las acciones permanentes (G)
para considerar las flechas en la evaluación del criterio de integridad.
2) En combinación casi permanente para la comprobación del criterio de
apariencia.
Los efectos debidos a las acciones de corta duración que pueden resultar
irreversibles, se determinan mediante combinaciones de acciones, del tipo
denominado característica, a partir de la siguiente expresión:
Esta ecuación considera todas las acciones permanentes en valor característico
(Gk); una acción variable cualquiera en valor característico (Qk), debiendo
adoptarse una tras otra sucesivamente en distintos análisis y por último, el resto
de las acciones variables en valor de combinación (Qk*ψ0).
Por otro lado, los efectos debidos a las acciones de larga duración, se determinan
mediante las combinaciones del tipo casi permanente que tiene la siguiente
expresión:
En esta ecuación se consideran todas las acciones permanentes en valor
característico (Gk) y todas las acciones variables en valor casi permanente
(Qk*ψ2). De este modo, solo se obtiene una combinación (E.L.S= 1*G) donde
sólo actúan las cargas permanentes.
2.7.3. Seguridad al vuelco de la cimentación.
Para la comprobación de la seguridad frente al vuelco de las zapatas de
cimentación se realizará en E.L.U, que según lo establecido en la CTE DB SE,
51
su combinación de acciones es la correspondiente para situaciones permanentes
o transitorias:
Los valores de los coeficientes de seguridad γG y γQ en la ecuación de
combinación corresponden a los valores de γF que se encuentran en la Tabla 33
que se muestra a continuación:
Tabla 33. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C)
Y por otro lado, los valores de ψ0 corresponderán a los establecidos en la tabla
13 del apartado anterior de resistencia y estabilidad (2.7.1).
Los efectos de las acciones sobre los puntos de vuelco son multiplicados por los
coeficientes γE mostrados en la tabla anterior, que son 0,9 para un efecto
estabilizante y 1,8 para un efecto desestabilizante.
En concreto se generan 178 combinaciones de vuelco en E.L.U tal y como
aparecen definidas en el “Anexo 1”.
Para la comprobación de la carga unitaria sobre el terreno se deben verificar, al
igual que para vuelco, las combinaciones en situación permanente o transitoria.
52
Los coeficientes y combinaciones son idénticos a los considerados en el vuelco
de las zapatas, por tanto se obtendrán también 178 combinaciones.
53
3. PÓRTICO INTERIOR.
3.1. Determinación de esfuerzos.
Una vez se han definido las características geométricas; la tipología; los
materiales que se van a usar en elementos principales y de cimentación; las
acciones actuantes y la combinación de las mismas, se dispone a realizar el
cálculo de la estructura mediante el uso del programa CYPE.
En primer lugar se llevará a cabo mediante el programa “Generador de
pórticos”, la definición de dos aspectos fundamentales del proyecto:
Por un lado, la definición gráfica del pórtico principal, que aparece representada
en la Figura 32. Tanto la longitud de los pilares como la cota de la cumbrera,
estableciendo previamente el ángulo de inclinación de la cubierta (10º).
Figura 32. Esquema pórtico generado
Por otro lado, la definición de todos los datos relativos a sobrecargas, acciones,
etc, que a continuación se definen, para poder obtener los listados de las
solicitaciones a las que está sometida la estructura:
- Peso cerramiento: Panel sándwich 0,2 KN/m2.
- Sobrecarga cerramiento: 0,4 KN/m2. (Según lo establecido en la tabla
3.1 CTE DB SE-AE).
- Cerramientos laterales: 0 KN/m2. (Apoyan sobre la correa de
cimentación).
- Viento: B= 27 m/s.
- Grado de aspereza: IV → 50 años.
- Huecos: Puerta frontal y salida de emergencia.
54
3.2. Dimensionado de las correas en cubierta.
Las correas son componentes del sistema estructural de la cubierta de las naves
industriales cuya misión es tratar de unir los pórticos y también repartir las
cargas en el techo. Además se suelen utilizar también como elemento de unión y
soporte de los paneles o chapas de la cubierta.
El dimensionado de estos elementos se realiza mediante el programa “Generador
de pórticos” de CYPE estableciéndose unos perfiles tipo UPN-100 en
configuración de biapoyadas, con una separación de 1,5 m entre ellas para las
cargas solicitadas.
La combinación de esfuerzos pésima es la establecida como:
E.L.U: 0,8*G + 1,5*V(0º)H1
MEd =5,44 KNm
Sus características quedan representadas en las Tablas 34, 35 y 36:
Tabla 34. Características geométricas de las correas
Tabla 35. Comprobación de resistencia
Tabla 36. Comprobación de flecha
55
Comprobación manual:
Resistencia a flexión (esfuerzo más solicitante):
1) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
C= (50-6-17)/2= 13,5
ALA=13,5/8,5= 1,588
Cálculo límite de esbeltez en ala:
9ε= 9*√
= 8,31 > 1,588 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 100-2*8,5= 83
ALMA= 83/6= 13,83
Cálculo límite esbeltez en alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 13,83 → CLASE 1
2) Resistencia a flexión.
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
56
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:
Mpl,Rd = Wpl * fyd
Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
49*103 mm
3 (Dato Prontuario).
Mpl = 49*103 * (275/1,05)= 12,83 KNm
MEd < Mpl → 5,44 KNm < 12,83 KNm → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 33. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)
3.3. Dimensionado de los pilares.
Para los pilares de la nave, por regla general se prefiere utilizar perfiles de la
familia HE ya que, al ser un tipo de perfil que presenta unos ejes de giro
mayores y por tanto unos valores de inercia más equilibrados en ambos planos,
tienen un mejor comportamiento en situaciones de pandeo por compresión en
ambos ejes.
Tras el dimensionamiento en CYPE, se establecen unos perfiles tipo HEB-220
cuyas características se muestran en la Tabla 37:
57
Tabla 37. Características geométricas de la sección de los pilares de los pórticos
3.3.1. E.L.S Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
Para llevar a cabo la comprobación de la aptitud al servicio de la nave, se van a
realizar las comprobaciones de desplazamientos para los criterios de “integridad
de los elementos constructivos" y de “apariencia”.
En este caso, puesto que la construcción se trata de una nave industrial destinada
a una actividad laboral y no a una actividad de tipo lúdico o de ocio, se interpreta
que el confort de los usuarios no se ve afectado.
3.3.1.1. Criterio de Integridad.
Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, susceptibles
de ser dañados por desplazamientos horizontales, se admite que la estructura
global tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones
característica, el desplome es menor que:
Desplome total: 1/500 de altura total del edificio.
Desplome local: 1/250 de la altura de cualquier planta.
El desplome es la diferencia de flecha entre los extremos de un pilar. Se puede
generalizar como la máxima flecha relativa.
Las combinaciones a comprobar son todas las características:
58
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de los pilares de 19,502 mm correspondiente a la combinación V(0º)H1
para el pilar más desfavorable.
Se adopta como criterio de comprobación que el desplome relativo activo
máximo sea de 1/250:
δr =
→
Por tanto, el perfil HEB-220 cumple el criterio de integridad del E.L.S.
3.3.1.2. Criterio de Apariencia.
Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura global
tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones casi
permanente, el desplome relativo es menor que 1/250.
Para las acciones variables en estudio, el coeficiente de combinación vale 0, por
tanto únicamente es válida la combinación de cargas permanentes.
La comprobación de apariencia es idéntica a la realizada anteriormente en el
criterio de integridad, y con valores de desplome inferiores.
Para el pilar más desfavorable, el valor de la flecha en la cabeza del pilar es de
7,104mm correspondiente a la combinación PP.
δr =
→
Por tanto, el perfil HEB-220 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.
3.3.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB-SE-A.6.2).
Para el estudio de este Estado Límite Último se debe de comprobar que en
ninguna sección de la barra del pilar se sobrepasa la tensión máxima del propio
material, es decir, que resista. Como los pilares son de sección constante, se debe
de realizar la comprobación en las zonas donde exista el máximo momento
positivo y el máximo negativo.
59
Tanto la comprobación de resistencia como la de pandeo se deben realizar para
las combinaciones que tengan unos mayores valores de momento (el esfuerzo
más desfavorable) combinados con unos axiles elevados.
Para que se cumpla esta situación la combinación más desfavorable es la que
resulta de multiplicar las cargas permanentes por 1,35, las cagas variables por
1,5 y la carga de nieve por 0,75:
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)
A la hora de realizar el estudio de los pilares, se observa que no todos los pilares
se encuentran sometidos a los mismos tipos de esfuerzos en cuanto a la magnitud
se refiere, por lo tanto nos encontramos con varias hipótesis diferentes de estudio
en los pilares, de las cuales las más desfavorables quedan recogidas en las
Tablas 38 y 39 e ilustradas en las Figuras 34 a 39.
Hipótesis 1. Nd= 75,306 KN; Md= 168,05 KNm (Pilares de los Pórticos
Interiores HEB-220)
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) 168,05 140,05
NEd (KN) 70,162 75,306
VEd (KN) 60,952 52,372
Tabla 38. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares de los pórticos (Hipótesis 1)
Figura 34. Esfuerzo axil sobre el pilar
60
Figura 35. Esfuerzo cortante sobre el pilar
Figura 36. Esfuerzo flector sobre el pilar
61
Hipótesis 2. Nd= 84,249KN; Md= 135,17 KNm (Pilares de los Pórticos
Interiores HEB-220)
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) 135,17 34,23
NEd (KN) 79,105 84,249
VEd (KN) 52,846 9,469
Tabla 39. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares de los pórticos (Hipótesis 2)
Figura 37. Esfuerzo axil sobre el pilar
62
Figura 38. Esfuerzo cortante sobre el pilar
Figura 39. Esfuerzo flector sobre el pilar
Como se puede observar, nos encontramos ante una situación en la cual uno de
los pilares presenta un mayor axil frente al momento y otro pilar en que sucede
todo lo contrario.
63
Ante una situación de este tipo lo que hay que hacer, es comprobar ambos
pilares puesto que a priori se desconoce cuál de los dos es el que soporta un
mayor esfuerzo en combinación, pero viendo que ambos axiles son más o menos
de la misma magnitud se puede deducir que el pilar más desfavorable será el que
corresponde a la “Hipótesis 1” ya que el momento flector es de todos los
esfuerzos, es el que en mayor medida solicita la resistencia del elemento
estructural.
3.3.2.1. Comprobación a cortante.
Comprobación manual:
Vc,Rd = Vpl,Rd =
√
)
√ KN; donde:
fyd: fy/γM0 = 275/1,05
Av: 2790 mm2 (área perfil HEB-220)
Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se
comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo
cortante.
En este caso, para el HEB-220 con un VEd= 60,952 KN:
60,952 < 0,5* Vc,Rd → 60,952 KN < 210,939 KN → No hay interacción.
64
Resultados CYPE:
Figura 40. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)
3.3.2.2. Comprobación a flexión.
Comprobación manual:
3) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
C= (220-9,5-36)/2= 87,25
ALA=87,25/16= 5,45
65
Cálculo límite de esbeltez en ala:
9ε= 9*√
= 8,31 > 5,45 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 220-2*16= 188
ALMA= 188/9,5= 19,79
Cálculo límite esbeltez en alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 19,79 → CLASE 1
4) Resistencia a flexión.
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:
Mpl,Rd = Wpl * fyd
Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
828*103 mm
3 (Dato Prontuario).
Mpl = 828*103 * (275/1,05)= 216,857 KNm
MEd < Mpl → 168,05 KNm < 216,857 KNm → CUMPLE
66
Resultados CYPE:
Figura 41. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)
3.3.3. E.L.U Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)
Una vez comprobado el cumplimiento de los estados límites de servicio y el
estado límite último de resistencia, se procede a verificar el E.L.U de pandeo
según lo establecido en el código técnico de edificación.
Esta verificación tiene como objetivo comprobar que el pilar no supera en
ningún caso la tensión crítica de pandeo en ninguno de los dos planos de
funcionamiento, es decir, el plano del pórtico (XZ) y el plano perpendicular a
éste (YZ).
3.3.3.1. Pandeo por compresión.
Comprobación manual:
Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd
1. βy = 1,8; βz = 0,7
67
2. λky =[(1,8*6000*√ )/94,3*π]= 1,319 < 2
λkz =[(0,7*6000*√ )/55,9*π]= 0,865 < 2
3. αy = nº curva = 0,34
αz = nº curva =0,49
4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,560
ϕz = 0,5[1+αz*(λz-0,2)+λz2] = 1,037
5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy
2)1/2
= 0,418
χz = 1/(ϕz+(ϕz2-λz
2)1/2
= 0,621
6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 996,233KN
Nb,Rd = 996,233 KN >NEd (75,306 KN) → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 42. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)
68
3.3.3.2. Pandeo por flexocompresión.
Se debe satisfacer dos situaciones:
Comprobación manual:
1. λy = 1,319
2. λz = 0,865
3. χy = 0,418
4. χz = 0,621
5. Cm = 1
6. Nc,Rd = A*fy/γM1 = 9100*275/1,05=2,383333*106
7. Ky = 1+(λy -0,2)*(NEd/χy*Nc,Rd)= 1,084
8. Kz = 1+(2*λz -0,6)*(NEd/χz*Nc,Rd)= 1,057
9. χLT= 1 en piezas no susceptibles a pandeo por torsión
10. αy = 0,6
11. eN = 0 (salvo en perfiles clase 4)
12. Ky,LT = 1-
*
* (0,6+λz) =1-
*
* 1,465
= 0,914
13. Para toda la pieza:
Ky*
= 0,915 < 1 → CUMPLE
14. Piezas no susceptibles a pandeo por torsión:
15.
αy* Ky*
= 0,555 < 1 → CUMPLE
69
Resultados CYPE:
Figura 43. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexcompresión (CYPE)
3.4. Dimensionado de las jácenas.
Para las jácenas de la nave, debido a que el esfuerzo por el que principalmente
van a estar sometidos es flexión, por regla general se prefiere utilizar perfiles de
la familia IPE ya que estos, son un tipo de perfil que presenta un eje de giro
mayor y por tanto un mayor valor de inercia en uno de los dos planos. Presentan
una opción más eficiente y económica.
Tras el dimensionamiento en CYPE, se establecen unos perfiles tipo IPE-360
para las jácenas interiores y IPE-300 para las jácenas adyacentes a los
arriostramientos, distribución que se presenta a continuación en la Figura 44:
70
Figura 44. Distribución de las jácenas según perfiles
Salvo en los pórticos de fachada, todas las jácenas cuentan con acartelamientos
tanto al inicio como al final de la misma de 1m.
Dado que este apartado solamente estudia las jácenas de los pórticos interiores,
el cálculo pertinente a las jácenas de los pórticos de fachada se realizará más
adelante en el capítulo del sistema contraviento.
Las características de las jácenas de los pórticos interiores corresponden a las
establecidas en la Tabla 40:
IPE-360
IPE-360
IPE-360
IPE-360
IPE-300
IPE-300
IPE-360
71
Tabla 40. Características geométricas de la sección de las de jácenas de los pórticos interiores
Dado que las jácenas que se encuentra sometidas a una solicitación mayor son
las interiores (IPE-360), serán con éstos perfiles con los que se llevará a cabo las
comprobaciones de estados límites últimos y también la parte de desarrollo
analítico manual.
3.4.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
En el cálculo del estado límite de servicio de deformación de la jácena se van a
comprobar los criterios de “Integridad de los Elementos Constructivos" y de
“Apariencia” que ya fueron expuestos en el punto 3.3.1.
3.4.1.1. Criterio de Integridad.
Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, se admite que
la estructura horizontal de un piso o cubierta es suficientemente rígida si, para
cualquiera de sus piezas, ante cualquier combinación de acciones característica,
considerando sólo las deformaciones que se producen después de su puesta en
obra, la flecha relativa es menor que 1/300.
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de las jácenas de 29,43 mm en x= 6,532 m correspondiente a la
combinación V(0º)H1.
72
Fr,ij =
| |
| | = 2,252*10-3
< 3,33*10-3
Donde:
- fi: y(0) m
- fj: y(x )m
- x: 6,532 m
Por tanto, el perfil IPE-360 cumple el criterio de integridad del E.L.S.
3.4.1.2. Criterio de Apariencia.
En el marco de la exigencia básica de aptitud al servicio para el criterio de
apariencia de la jácena, la combinación más desfavorable es la correspondiente a
la combinación cuasi permanente, donde se admitirá que la estructura horizontal
de un piso o cubierta es suficientemente rígida si la flecha máxima relativa es
menor que 1/300
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de las jácenas de 25,81 mm en x= 6,532 m correspondiente a la
combinación PP+V(0º)H1. Pero al ser una cubierta accesible únicamente para
mantenimiento, el factor de combinación ψ tiene el valor de cero, por tanto, la
combinación más desfavorable pasa a considerar solamente el valor del peso
propio (PP).
Fr,ij =
| |
| | = 1,975*10-3
< 3,33*10-3
Donde:
- fi: y(0) m
- fj: y(x) m
- x: 6,532 m
Por tanto, el perfil IPE-360 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.
3.4.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
En el cálculo de este estado límite último se comprobará que en ninguna sección
de la barra se sobrepasa la tensión máxima del material. Al ser el axil
prácticamente constante, se deberá buscar el punto de máximo momento positivo
y negativo para realizar la comprobación en ese punto.
73
Para llevar a cabo los cálculos, se seleccionan de todas las combinaciones de
E.L.U aquellas que tienen unos esfuerzos mayores para calcular, que a su vez se
considera la más desfavorable. Estos esfuerzos quedan recogidos en la Tabla 41
e ilustrados en las Figuras 45 a 47.
De entre todas ellas, la más desfavorable coincide con la usada anteriormente en
el cálculo de los pilares. Es la que resulta de multiplicar las cargas permanentes
por 1,35, las cagas variables por 1,5 y la carga de nieve por 0,75:
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)
Perfil IPE-360:
Esfuerzo Inicio barra Final barra (Cumbrera)
NEd (KN) -79,618 -65,436
VEd (KN) -50,418 -3,253
MEd (KNm) -183,930 98,100
Tabla 41. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las jácenas de los pórticos interiores
Figura 45. Esfuerzo axil sobre la jácena
74
Figura 46. Esfuerzo cortante sobre la jácena
Figura 47. Esfuerzo flector sobre la jácena
3.4.2.1. Comprobación a cortante.
Comprobación manual:
Vc,Rd = Vpl,Rd =
√
)
√ KN; donde:
75
fyd: fy/γM0 = 275/1,05
Av: 3510 mm2 (Área perfil IPE-360)
Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se
comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo
cortante.
En este caso, para el IPE-360 con un VEd= 50,418 KN:
50,418 < 0,5* Vc,Rd → 50,418 KN < 265,375 KN → No hay interacción.
Resultados CYPE:
Figura 48. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)
3.4.2.2. Comprobación a flexión.
Comprobación manual:
1) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
76
C= (170-8-2*18)/2= 63
ALA= 63/12,7= 4,96
Cálculo límite de esbeltez ala:
9ε= 9*√
= 8,31 > 4,96 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 360-2*12,7= 334,6
ALMA= 334,6/8= 41,83
Cálculo límite de esbeltez alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 41,83 → CLASE 1
2) Resistencia a flexión.
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:
77
Mpl,Rd = Wpl * fyd
Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
1020*103 mm
3 (dato Prontuario).
Mpl = 1020*103 * (275/1,05)= 267,14 KNm
MEd < Mpl → 183,93 KNm < 267,14 KNm → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 49. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)
3.4.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)
Tal y como se hizo en la comprobación del pilar, se determinan los coeficientes
de reducción por pandeo χ en los planos de trabajo del pórtico, es decir, plano
XZ y XY. Sin embargo, es importante mencionar que debido a la disposición de
las correas en la cubierta se impide el pandeo en el plano XY. Por tanto, todos
los cálculos que se harán a continuación serán en relación al plano del pórtico
(XZ).
78
3.4.3.1. Pandeo por compresión.
Comprobación manual:
A efectos de pandeo, se considerarán las dos jácenas como un único elemento
debido a que la inclinación de la cubierta es tan pequeña que se puede considerar
a efectos de cálculo como una única pieza de L=21m tal y como se expone en la
Figura 50:
Figura 50. Representación gráfica de la longitud a considerar
Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd
1. βy = 1
2. λky =[(1*21000*√ )/150*π]= 1,613 < 2
3. αy = nº curva = 0,21
4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,949
5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy
2)1/2
= 0,329
6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 626,431KN
Nb,Rd = 626,431 KN > NEd (79,618 KN) → CUMPLE
79
Resultados CYPE:
Figura 51. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)
3.4.3.2. Pandeo por flexocompresión
Se debe satisfacer dos situaciones:
80
Comprobación manual:
En los cálculos de esta comprobación a flexocompresión, ha sido necesaria la
colocación de las cartelas en la viga para su cumplimiento.
Resultados CYPE:
Figura 52. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexocompresión (CYPE)
3.5. Dimensionado de las placas de anclaje.
Una vez dimensionado el pórtico interior (pilar y jácena), se procede a calcular
la placa de anclaje que unirá el pilar con la cimentación.
La combinación de acciones que genera una mayor flexión sobre la placa es la
misma que la que se tuvo en cuenta en el dimensionado del pilar, es decir:
81
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)
En este caso los cálculos se realizarán con los datos correspondientes a la zona
de empotramiento del pilar en la base, que se adjuntan en la Tabla 42:
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) 168,05 140,05
NEd (KN) 70,162 75,306
VEd (KN) 60,952 52,372
Tabla 42. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las placas de anclaje
Tal y como se estableció en el apartado 2.5.3, la zapata será de un hormigón
HA-30 (γc=1,5) y el material de la placa, cartelas y pernos será de acero S275 JR
(γs=1,05)
Para llevar a cabo el dimensionamiento de la placa de anclaje, lo primero es
establecer unas dimensiones mínimas de la placa para poder aguantar las
solicitaciones y también para poder llevar a cabo la colocación de los pernos.
Los pernos más comúnmente utilizamos son de acero B400 o B500 y con unos
diámetros que rondan 10 – 36 mm.
Predimensionamiento:
De manera empírica, se opta en la práctica por dejar un vuelo de la placa de unos
120 mm a cada lado del perfil del pilar, de modo que si el perfil del pilar es el
HEB-220, las dimensiones de la placa de anclaje quedarían definidas como:
a=220+240= 460 mm
b= 220+240= 460 mm
Por tanto, se contaría con una placa de 460x460 mm, con un espesor de placa
hipotético de 25 mm y un número de 8 pernos de ϕ25 mm.
Las disposiciones constructivas de la placa, deberán de cumplir las exigencias
establecidas en la Figura 53:
82
Figura 53. Disposiciones constructivas de la placa (CTE DB SE-A.8.5.1)
Disposiciones constructivas
e1 1,2*25= 30 mm e2 1,5*25= 37,5 mm
40+ 4*25= 140 mm 40+ 4*25= 140 mm
12*25= 300 mm ó 150 mm 12*25= 300 mm ó 150 mm
e1= 50 mm e2= 50 mm
p1 2,2*25= 55 mm p2 3*25= 75 mm
14*25= 350 mm 14*25= 350 mm
200 mm 200 mm
p1= 340 mm p2=106,67 mm
Área eficaz:
El área eficaz de contacto queda representada por la superficie comprimida, que
se define como las secciones de acero correspondientes a los pernos de anclaje
destinados a trabajar a tracción o cortante. Estará formada por la región de basa
limitada por segmentos de recta paralelos a las caras del perfil a una distancia
“c” de dichas caras que queda definida según el aparatado 8.8.1 del CTE DB SE-
A:
83
1) En la Figura 54, se procede al cálculo de la dimensiones del área portante
equivalente, para ello se supondrá una zapata de hormigón de
300x300x100 cm que suelen ser muy comunes en estructuras de naves
aporticadas.
Figura 54. Representación de los parámetros de cálculo
a1= a+h= 460 + 1000= 1460 mm
b1= b+h= 460 + 1000= 1460 mm
ar = br =
1270
2) Kj= √
=1,15 5
3) fjd= βj*Kj*fcd 3,3*fcd= (2/3) * 1,15 * (30/1,5)= 15,3MPa 66 MPa.
C = 25*√
=57,27 mm
Por lo tanto el Área eficaz quedaría definida tal y como se muestran en la Figura
55:
84
Figura 55. Representación del área eficaz
Aef = hef x bef = (220+2*57,27) * (220+2*57,27) = 111917,01 mm2
Comprobación a tensión del hormigón:
1) Excentricidad → e= MEd/NEd = (140,05*106 / 75,306*10
3)= 1859,75 mm
2) hef /6= 334,54/6= 55,76 mm
Por tanto se cumple que e > hef /6
3)
Figura 56. Esquema de esfuerzos placa-hormigón
Zd= 220/2 – tf/2 = 110 – 8= 102 mm
Zi= 460/2 – e1 = 230 – 50= 180 mm
85
SISTEMA DE ECUACIONES
∑ Fv C-T= NEd → C-T= 75,306*103
∑ M → C*Zd + T*Zi= MEd → C*102 + T*180= 140,05*106
C = 544698,86 N
T = 469392,86 N
4) Se debe cumplir que:
σh =
< fjd; donde:
lef = tf + 2*c = 16 + 2*58,49 = 132,98
bef = 220 + 2*57,27 = 334,54
fjd = 15,3 MPa
σh= 544698,86 / (334,54*132,98) = 12,24 MPa < 14,67 MPa → CUMPLE
Resistencia a cortante del conjunto:
Se debe cumplir que: VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd
1) Ff,Rd = Cf * Nc,Sd = 163409,66 N; donde:
Cf : Coeficiente de rozamiento entre la placa base y el hormigón. 0,3 para
morteros especiales o contacto directo con el hormigón.
Nc,Sd: Fuerza de cálculo a compresión transmitida por el pilar. El valor de
compresión (C) calculado en el apartado anterior.
2) Fvb,Rd = (αb*fub*As)/ γM2= 62635,5 N; donde:
αb: 0,44-0,0003*fyb.
fyb:500.
fub:550.
As: Área perno (ϕ25mm).
γM2: 1,25.
3) Fv,Rd = 163409,66 + 8*62635,5 = 664493,66 N
VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd
52,372*103
N 664,493*103
N → CUMPLE
86
Pernos a tracción y corte:
1) CORTANTE: Como el rozamiento resiste todo el cortante (Ff,Rd > VEd), no
procede su comprobación.
2) TRACCIÓN: Debe cumplirse que: Ft,Ed < Ft,Rd
Ft,Ed = T / nº pernos a tracción = 469392,86 / 4 = 117348,21 N
Ft,Rd = (0,9*fub*As) / γM2 = 194386,04 N
Ft,Ed < Ft,Rd
117348,21 N < 194386,04 N → CUMPLE
3) CORTANTE Y TRACCIÓN: No procede porque no hay cortante
considerable a efectos de cálculo.
Comprobación de la chapa a flexión:
Se debe cumplir que: MEd < Mpl,Rd
1) MEd = (T / nº pernos) * b = (469392,86 / 4)*50 = 5867410,75 Nmm
2) Mpl,Rd = (W*t2*fyd)/4 = (125 * 25
2 * (275/1,05)) / 4) = 5933779,762 Nmm;
donde:
b: 50 mm
W: ϕ + 2*b = 125 mm
MEd < Mpl,Rd
5867410,75 Nmm < 5933779,8 Nmm → CUMPLE
Por tanto, comprobando manualmente la placa de anclaje se determina que la
placa debe de tener unas dimensiones de 460x460x25 mm, con 8 pernos de ϕ25
mm y todo en acero S275.
Una disposición muy parecida a la que ofrece directamente CYPE, por lo tanto
la comprobación es válida.
87
Resultados CYPE:
Figura 57. Representación de la placa y tornillos propuesto por CYPE
88
Tabla 43. Características técnicas de la placa de anclaje
Como se puede comprobar, las características resultantes del programa frente a
la comprobación manual son bastante similares por lo que se confirma un buen
dimensionamiento de la placa de anclaje.
3.6. Dimensionado de las cimentaciones.
A la hora de diseñar el tipo de cimentación que va a tener la nave se debe de
tener en cuenta una serie de aspectos.
Esta edificación se va a llevar a cabo en un terreno que presenta una capacidad
portante de tipo media-alta (0,3-0,4 MPa), por lo tanto es posible llevar a cabo la
ejecución de una zapata aislada para cada uno de los pilares.
89
Se optará por ejecutar zapatas asiladas centradas, ya que se establecen unos
requerimientos mínimos de retranqueos laterales para todas las naves en las
ordenanzas urbanísticas y no resultaría económicamente eficiente realizarlas
excéntricas o de medianera.
En el apartado 2.5.3 se fijaron los materiales para la zapata que son por un lado
hormigón HA-30 (γc= 1,5) y por otro lado el acero de las armaduras B500 SD
(γs= 1,15). También se estableció en el apartado 2.5.4 que las zapatas
descansarán sobre una capa de hormigón de limpieza de 10 cm tal y como marca
la norma EHE-08. Anejo 18.
En el proceso de cálculo se deberán de comprobar una serie de E.L.U para
garantizar que la seguridad estructural del elemento constructivo en cuestión, en
este caso la cimentación, cumpla con lo establecido en el CTE DB SE-C.
Estas comprobaciones se pueden aunar en las siguientes:
E.L.U. de equilibrio, seguridad al vuelco.
E.L.U. de agotamiento del terreno.
E.L.U. de agotamiento de la estructura de cimentación.
3.6.1. E.L.U. Seguridad al vuelco.
Según la EHE-08, habrá que comprobar que bajo la hipótesis de carga más
desfavorable, no se sobrepasen los límites de equilibrio, es decir, que el valor de
cálculo de los efectos de las acciones estabilizadoras sea mayor que el valor de
cálculo de los efectos de las acciones desestabilizadoras:
Dado que los efectos producidos por las acciones son momentos, la condición de
estado límite último de equilibrio puede ponerse como:
→ γd,estab * γd,desestab *
Por tanto la expresión quedaría como:
Donde los valores de los coeficientes de seguridad se multiplican directamente
sobre los resultados y se obtienen de la Tabla 44:
90
γE: Coeficiente parcial para el efecto de las acciones.
Tabla 44. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C):
Por tanto, se debe de cumplir que:
= 2
Dimensionado de la zapata:
Como se puede observar en la ecuación anterior, sobre la zapata actúan una serie
de esfuerzos, de entre los cuales unos contribuirán a la estabilidad de la zapata
(Fuerzas estabilizadoras) y otras contribuirán a la inestabilidad (Fuerzas
desestabilizadoras).
Como “Fuerzas Estabilizadoras” se encuentran:
- Peso propio de la zapata.
- Axil de cálculo sobre el pilar
Como “Fuerzas Desestabilizadoras” se encuentran:
- Esfuerzo Cortante sobre el pilar (en la base).
- Momento flector sobre el pilar (en la base).
Por tanto, haciendo un equilibrio de momentos aplicados sobre un modelo de la
zapata en cuestión, y estableciendo el cumplimiento de la ecuación desarrollada
al comienzo de este apartado, se puede llegar a determinar, a través de un
procedimiento iterativo, las dimensiones de la propia zapata.
91
Se considerará el peso propio de la zapata como una fuerza siempre
estabilizante, y para su cálculo se deberá de considerar un peso específico del
hormigón (γh) de 25 KN/m3 y un ancho de zapata h = 0,7 m, tal y como se
representa en la Figura 58:
Figura 58. Modelo de cálculo al vuelco de la cimentación
∑Md,estab= PP*
+ NEd*
= a*a*h*25*
+ 75,306*
=17,5a
3 + 37,653a
∑Md,desestab= VEd * h +MEd = 52,372*h + 140,05
Si se satisface la ecuación anterior:
= 2; → a =3,01 m
Por tanto, de forma analítica, se determina que la zapata debería de tener unas
dimensiones aproximadas de 301x301x70 cm
CYPE 3D considera todos estos datos en la combinación de acciones más
desfavorable y ofrece una propuesta de zapatas, en cuanto a dimensiones
geométricas, para cada uno de los pilares de la nave y también calcula la cuantía
de armaduras necesarias para cada una de las zapatas.
Al tratarse de una nave industrial simétrica, para facilitar todo el proceso
constructivo de la cimentación, se extrapolará la zapata que presente una mayor
solicitación al resto de los pilares. De esta forma todas las zapatas
correspondientes a los pilares de los pórticos interiores tendrán las mismas
características.
CYPE propone una zapata de dimensiones 300x300x70 cm para la que se
cumple el E.L.U de Seguridad al vuelco. Por lo tanto como se puede comprobar,
el dimensionado es correcto.
92
Resultados CYPE:
Tabla 45. Verificación de seguridad al vuelco por CYPE
3.6.2. E.L.U. Agotamiento del terreno.
A continuación se realiza la comprobación de agotamiento del terreno que marca
el CTE DB SE-C para la zapata de dimensiones 300x300x70 cm, que ha
verificado el E.L.U de seguridad al vuelco.
Suponiendo que la tensión máxima admisible del terreno sea de 0,3 MPa, se
deben de cumplir una serie de comprobaciones:
Esta comprobación se ha realizado para la combinación de acciones más
desfavorable es la misma que la que se utilizó en la comprobación al vuelco del
apartado anterior (E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)) cuyos
valores de sus acciones sobre la base del pilar se quedan establecidos en la Tabla
46:
Esfuerzos Base pilar
MEd (KNm) 140,05
NEd (KN) 75,306
VEd (KN) 52,372
Tabla 46. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la zapata
Comprobación agotamiento:
El peso de la cimentación y la excentricidad geométrica serán:
P = a*b*h*γh = 3*3*0,7*25= 157,5 KN
e = a/2 = 3/2 = 1,5 m
Seguidamente, se trasladan las acciones a la base de la zapata, para ver cómo
afecta al terreno las cargas aplicadas.
Dicho procedimiento queda ilustrado a continuación en la Figura 59:
93
Figura 59. Modelo de cálculo de esfuerzos en la base de la zapata
Ns,k = P + NEd = 232,806 KN
Ms,k = MEd +VEd*h – NEd*e = 63,751 KNm
Vs,k = VEd = 52,372 KN
Una vez conocidas las acciones transmitidas al terreno, se calcula el área
equivalente. Para ello lo primero que hace falta es calcular las excentricidades de
cargas respecto de los ejes, que en este caso, a ser una zapata cuadrada será la
misma en los dos ejes.
eeq = Ms,k / Ns,k = 0,274 m
Una vez definida la excentricidad equivalente, lo que se hace es calcular el área
equivalente como:
A= a x a;
Aeq = (a-2*eeq) x (a-2*eeq) = 6,01 m2 6 m
2
Por último se calcula la presión total bruta media (qb), comparándola con la
resistencia del terreno (qs)
qb = Ns,k / Aeq = 38,801 KN/m2 < qs = 300 KPa = 300 KN/m
2 → CUMPLE.
94
Resultados Cype:
Tabla 47. Verificación de agotamiento del terreno por CYPE
3.6.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación.
La EHE-08.58.2 a efectos de estado límite de agotamiento establece una
clasificación para encepados y zapatas en función de la relación entre su vuelo
máximo y el canto:
Si Vmáx > 2*h → Zapata Flexible
Si Vmáx < 2*h → Zapata Rígida.
El vuelo máximo de la zapata será:
Vmáx=
-
= 1,39 m < 1,4 m → ZAPATA RÍGIDA.
Al igual que en el apartado anterior, se trasladan las acciones a la base de la
zapata para ver cómo afecta al terreno las cargas aplicadas para un P = 157,5 KN
(Peso propio) y una e = 1,5 m (excentricidad geométrica):
Ns,k = P + NEd = 232,806 KN
Ms,k = MEd +VEd*h – NEd*e = 63,751 KNm
Vs,k = VEd = 52,372 KN
En este tipo de elementos no es aplicable la teoría general de flexión y es
necesario definir un modelo de bielas y tirantes de acuerdo con los criterios
indicados en la EHE-08. El modelo a utilizar es el representado a continuación,
donde la armadura principal se obtendrá para resistir la tracción Td indicada en el
modelo de la Figura 60:
95
Figura 60. Modelo del método de bielas y tirantes (EHE-08)
Dimensionamiento zapata:
1) ECUACIONES DE EQUILIBRIO
∑Fy: N1d +N2d=Nd → N1d +N2d=232,806 *103 N
∑M: N1d *
– N2d *
= Md → N1d *
– N2d *
= 63,751 * 10
6 Nmm
2) σ=
;
σ1= 0,04 N/mm2
σ2 = 0,0117 N/mm2
3) σ3= σ1 -
*(Vmáx +
) = 0,0264 N/mm
2
4) R1d =
* (Vmáx +
)*B = 143922 N
5) X1 =
( )
)
( )
)
= 771,83 mm
d´ = 700 – 50 = 650 mm
96
6) Td =
* X1 = 201055,77 N
De esta manera, una vez que se sabe cuál es la solicitación a tracción a la que se
encuentra sometida la zapata, se puede definir la cuantía mínima de armadura de
dicha cimentación:
ARMADURA MÍNIMA DE CÁLCULO
Queda definida mediante la siguiente relación: As = Td / fyd
→ As = 201055,77 / (500/1,15) = 462,43 mm2
ARMADURA MÍNIMA GEOMÉTRICA
Según lo establecido en el artículo 42.3.5 de la EHE-08:
→ As,geo 0,9‰ * Ac =
* (3000*700) = 1890 mm
2
Finalmente, la cuantía de armado en las zapatas queda definida como:
→ 1890 mm2 → 16,71 17 Ø12
7) Separación entre armaduras.
La separación entre los redondos queda definida por la siguiente ecuación:
S =
=
= 18,1 cm
Por tanto, de una forma analítica se estima que la distribución de las armaduras
de la zapata será la siguiente:
Armado:
Eje X: 17 Ø12c/18,1 cm
Eje Y: 17 Ø12c/18,1 cm
Resultados CYPE:
CYPE resuelve esta problemática al introducirle los datos relacionados de las
dimensiones geométricas de la zapata y los datos de resistencia del suelo
ofreciendo una distribución y cuantía de armaduras en la Tabla 48:
97
Tabla 48. Verificación de la cuantía de armadura de la zapata por CYPE
Armado Superior.
Eje X: 16 Ø12c/19 cm
Eje Y: 16 Ø12c/19 cm
Armado Inferior.
Eje X: 16 Ø12c/19 cm
Eje Y: 16 Ø12c/19 cm
Por lo tanto, como se puede comprobar, el dimensionado es correcto.
3.6.4. E.L.U Anclaje de las armaduras.
Una vez calculadas las armaduras necesarias, se debe determinar la longitud de
anclaje para las barras calculadas en el apartado anterior. Para ello, se seguirán
las instrucciones establecidas en la EHE-08.
Según lo establecido en el artículo 69.5.1 las longitudes de anclaje dependen,
entre otros factores, de las propiedades de adherencia de las barras y de la
posición que éstas ocupan en la pieza de hormigón.
Para el caso que nos ocupa, las armaduras longitudinales de la zapata se
encuentran en “POSICION I” de adherencia buena que durante el hormigonado
forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º.
Para las barras en posición I la longitud básica de anclaje queda definida como:
98
Donde:
- Ø: Diámetro de la barra en mm.
- m: Coeficiente numérico con los valores indicados en la Tabla 49 en
función del tipo de acero.
- fyk: Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.
Tabla 49. Coeficiente “m” en función del tipo de acero (tabla 69.5.1.2.a, EHE-08)
Lbl = máx (1,3*122,
* 12) = 300 mm.
Una vez conocida la longitud básica, se determina la reducción de la misma por
el empleo de dispositivos de anclaje y por armadura superabundante, obteniendo
la longitud neta de anclaje “Lb,neta”:
Donde:
- β: factor de reducción definido en la Tabla 50.
- As: Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se
ancla la armadura.
- As,real: Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual
se ancla la armadura.
99
Tabla 50. Coeficiente “β” definido (tabla 69.5.1.2.b, EHE-08)
Lb,neta = 300*β*
= 313,34*β = 313,34 mm.
Si la longitud del anclaje puede ser contenida dentro de las propias dimensiones
de la zapata, es decir, que la longitud neta de anclaje sea menor que la longitud
disponible desde la sección de referencia, entonces la barra se puede anclar en
prolongación recta y no será necesaria la terminación en patilla.
En el caso de que el espacio que quede para el anclaje se encuentre entre la
longitud neta de anclaje y un 70 % de ésta, si será necesaria la terminación en
patilla o bien en barra transversal soldada.
Para el caso de las zapatas rígidas, esta sección de referencia es la que se obtiene
del apartado 58.4.1.1 de la EHE-08 para el cálculo de agotamiento de la
cimentación. El anclaje se mide a partir del punto de aplicación X1 de la
resultante mayor de las tensiones que se calculó para conocer la solicitación a
tracción a la que se encuentra la zapata en el apartado anterior.
Ldisp = A/2 – a/4 – X1- rnom > 313,34 mm
→ 623,17 mm > 313,34 mm → CUMPLE.
Se concluye por lo tanto, que la longitud de anclaje de las barras longitudinales
puede ser embebida dentro la longitud disponible de la propia zapata y no será
necesaria la terminación de éstas en patilla, tal y como aparecen dimensionadas
representadas en la Figura 61:
100
Figura 61. Representación gráfica de la zapata de los pilares de los pórticos (CYPE 3D)
101
4. SISTEMA CONTRAVIENTO.
4.1. Determinación de esfuerzos
El sistema contraviento será el encargado de recibir y transmitir correctamente a
las cimentaciones, las acciones de viento sobre las fachadas frontales. Los
esfuerzos en cada uno de los elementos se realizarán mediante la simplificación
de los mismos y el uso de expresiones de prontuario.
El modelo estructural simplificado será el definido en la Figura 62:
Figura 62. Esquema tipológico de la viga contraviento
La jácena apoyará sobre los pilares del pórtico de fachada, y los pilares se
considerarán empotrados en la base y apoyados en la cabeza, apoyo que será
proporcionado por la viga contraviento, que a su vez estará apoyada sobre los
arriostramientos laterales.
Esta simplificación lo que permite es el uso de expresiones provenientes de
prontuario, permitiendo hacer un cálculo sencillo de las distintas solicitaciones
de los elementos.
Las acciones se pueden dividir en dos grandes grupos, aquellas que actúan en el
plano del pórtico (XZ), sobre la jácena del pórtico de fachada y las acciones que
actúan en el plano perpendicular al pórtico (YZ), sobre los pilares.
En la Tabla 51 se resumen las solicitaciones generadas por cada uno de los tipos
de acciones, que se calcularán posteriormente:
102
Plano pórtico (sobre
jácenas)
Plano ⊥ (sobre pilares)
Elemento/Acción G, N, V… V…
Pilar N M, V
Jácena M, V N
Viga contraviento - N
Arriostramiento - N
Tabla 51. Resumen de solicitaciones sobre el tipo de elemento estructural
4.1.1. Acciones permanentes (G).
Tal y como se estableció anteriormente en el apartado 2.6.1, las acciones
permanentes tendrán un valor de Gk = 0,41 KN/m2.
Las cargas permanentes en los pórticos de fachada serán las siguientes:
Gk,pfachad = Gk *
= 0,41 *
= 1,128 KN/m.
La jácena apoya sobre los 5 pilares del pórtico de fachada, produciendo sobre
ellos un axil de compresión que tendrá en mismo valor que del cortante que
presenta el dintel justo en las zonas donde se encuentran las cabezas de los
pilares. Este valor no va ser a constante, sino que varía en función de la posición
del pilar y de la separación entre los pilares del pórtico de fachada (Sf = 5,25 m),
tal y como se muestra en la Figura 63:
Figura 63. Axiles sobre los pilares del pórtico de fachada
103
En Tabla 52 se determinan de forma detallada los axiles a los que están
sometidos cada uno de estos pilares:
Pilar Axil Valor (KN)
A y E 0,393*Gk,pfachad*Sf 2,327
B y D 1,143*Gk,pfachad*Sf 6,769
C 0,928*Gk,pfachad*Sf 5,495
Tabla 52. Valores de axiles debido a acciones permanentes sobre los pilares del pórtico de fachada
4.1.2. Sobrecarga de uso (Q).
En el apartado 2.6.2.1 se determinó que la sobrecarga de uso que actuaba sobre
el pórtico de fachada era como una acción distribuida sobre la jácena de valor
qk,p fach= 0,4 * (5,5/2)= 1,1 KN/m.
En la Tabla 53 se determina su distribución sobre los pilares de fachada:
Pilar Axil Valor (KN)
A y E 0,393*qk,pfach*Sf 2,269
B y D 1,143*qk,pfach*Sf 6,6
C 0,928*qk,pfach*Sf 5,359
Tabla 53. Valores de axiles debido a SCU sobre los pilares del pórtico de fachada
4.1.3. Nieve (N).
Se determinó anteriormente en el apartado 2.6.2.4 con un valor de:
qn = 0,2 KN/m2, generando sobre las jácenas de los pórticos de fachada una
carga de:
np fach= qn*S/2= 0,2*2,75= 0,55 KN/m.
Del mismo modo que en los apartados anteriores se muestra su distribución
sobre los pilares en la siguiente Tabla 54:
Pilar Axil Valor (KN)
A y E 0,393*np,fach*Sf 1,135
B y D 1,143*np,fach*Sf 3,3
C 0,928*np,fach*Sf 2,68
Tabla 54. Valores de axiles debido a nieve sobre los pilares del pórtico de fachada
104
4.1.4. Viento (V).
Puesto que el apartado 2.6.2.2 ya se realizó todos los cálculos para el estudio de
la afección del viento tanto lateral, frontal e interior sobre la estructura, nos
vamos a centrar en diferenciar entre la acción que aparece en el plano del pórtico
(XZ) como la que aparece en el plano perpendicular (YZ).
4.1.4.1. Acciones en el plano perpendicular al pórtico (YZ).
Las acciones en este plano se materializarán como una carga uniformemente
distribuida que afectarán a todos los pórticos de la fachada y generarán a su vez
momentos flectores, cortantes y desplazamientos.
En este caso, interesará aquella situación de viento que genere un mayor valor de
carga sobre los pilares (ya sea de succión o de presión), ya que hará que los
momentos y los axiles sobre los pilares del sistema contraviento sean mayores.
En las siguientes Tablas 55 y 56 se exponen los valores de carga sobre los
pilares:
VL VF1 VF2 VIP VIS
Pilar A -2,01 1,36 -0,58 -0,32 0,48
Pilar B -3,1 2,71 -1,16 -0,64 0,96
Pilar C -3,1 2,71 -1,16 -0,64 0,96
Pilar D -2,51 2,71 -1,16 -0,64 0,96
Pilar E -0,97 1,36 -0,58 -0,32 0,48 *VL: Viento Lateral.
*VF1: Viento Frontal.
*VF2: Viento Frontal (parte trasera).
*VIP: Viento Interior de Presión.
*VIS: Viento Interior de Succión.
Tabla 55. Valores de carga de viento sobre los pilares del pórtico de fachada según origen
VL+VIP VL+VIS VF1+VIP VF1+VIS VF2+VIP VF2+VIS
Pilar A -2,33 -1,53 1,04 1,84 -0,9 1,06
Pilar B -3,74 -2,14 2,07 3,67 -1,8 2,12
Pilar C -3,74 -2,14 2,07 3,67 -1,8 2,12
Pilar D -3,15 -1,55 2,07 3,67 -1,8 2,12
Pilar E -1,29 -0,49 1,04 1,84 -0,9 1,06
Tabla 56. Valores de carga de viento combinado sobre los pilares del pórtico de fachada
En la tabla anterior todos los valores de carga están expresados con el signo
positivo del eje Y, y se suman atendiendo a este signo, salvo en el caso de la
105
acción VF2, que se corresponde a pórtico de la parte trasera de la nave y en el
que la acción de VIS es de signo contrario al expresado en la tabla 23.
De todas estas posibles combinaciones se desarrollará la correspondiente a la
hipótesis “VF1+VIS”, que es la que presenta una mayor carga al sistema
contraviento en su conjunto.
Estas cargas sobre los pilares, que se consideran empotrados en la base y
apoyados en la cabeza, generan sobre los mismos unas solicitaciones que se
resumen en la Tabla 57:
Esfuerzos (KN y
KNm)
Pilares A y E
h=6m
Pilares B y D
h=6,925m
Pilar C
h=7,85m
VF1+VIS VF2+VIP VF1+VIS VF2+VIP VF1+VIS VF2+VIP
Axil 0 0 0 0 0 0
Mbase=q*h2/8 8,28 -4,05 22 -10,79 28,27 -13,86
Mcabeza 0 0 0 0 0 0
Vbase=5/8*q*h 6,9 -3,38 15,88 -7,79 18 -8,83
Vcabeza=3/8*q*h 4,14 -2,03 9,53 -4,67 10,8 -5,29
Tabla 57. Solicitaciones en los pilares del pórtico de fachada
Solicitaciones sobre la viga contraviento (VCV).
Las acciones que el viento ocasiona sobre la viga contraviento son las que
recogen las cabezas de cada uno de los pilares, y cuyos valores se han calculado
en la tabla anterior como el cortante en la cabeza del pilar.
Dichas cargas deben ser recogidas por los nudos de la viga contraviento, que
deben canalizarlos hasta los apoyos de la misma, donde serán a su vez
absorbidos por las cruces de san Andrés.
A continuación se realiza el cálculo de los axiles que sufrirá cada una de las
barras de la VCV para los valores de carga sin mayorar en la hipótesis
“VF1+VIS”, que es la más desfavorable. Para ello, primero se ilustra en la
Figura 64 la distribución de las cargas sobre la viga contraviento:
106
Figura 64. Solicitaciones de cálculo (más desfavorable) sobre la viga contraviento
En primer lugar se determinará el valor de las reacciones en los apoyos de la
viga contraviento:
Equilibrio de fuerzas en el eje y:
R1 = R2 = R3 = ∑Q/3 = (2*4,14 + 2*9,53 + 10,8)/3 = 12,71 KN.
A continuación se realiza el cálculo de los axiles en cada barra para la hipótesis
de viento “VF1+VIS”.
Puesto que se trata de un complejo estructural hiperestático, de una forma
manual se resolvería mediante la aplicación del teorema de esfuerzos virtuales
(TFV) pero en este caso se ha resuelto el problema mediante el programa de
cálculo de elementos finitos MEFI desarrollado por el departamento de
estructuras y construcción de la UPCT.
Estos valores se resumen en la Figura 65:
107
Figura 65. Axiles de la VCV en la hipótesis VF1+VIS
Solicitaciones sobre el arriostramiento (CSA).
Una vez conocidos los axiles que aparecen en la hipótesis de viento más
desfavorable (VF1+VIS), se puede calcular cual es el axil máximo al que se verá
sometida la diagonal del arriostramiento lateral para esa misma hipótesis.
En la Figura 56, se detalla la geometría del arriostramiento lateral:
Figura 66. Detalle de arriostramiento lateral
Para la geometría establecida, el axil de solicitación saldrá resultante de la
siguiente ecuación:
108
Ndiag = R1/Cosβ = 19,08/Cos 47,5º = 18,81 KN
4.1.4.2. Acciones en el plano del pórtico (XZ).
La acción de viento generada en este plano es la producida, fundamentalmente
en las superficies de cubierta. Al igual que ocurría con la acción en el plano XY
aparecen las mismas cuatro acciones distintas sobre los pórticos de fachada, que
son: Viento lateral, viento frontal, viento interior de presión y viento interior de
succión.
Las acciones sobre las jácenas se muestran a continuación en la Figura 67, con
los valores de las tablas que se calcularon entre los apartados 2.6.2.2.1 a
2.6.2.2.3.
Figura 67. Acción del viento sobre la jácena del pórtico de fachada
Tal y como se ha comentado en el apartado anterior, la acción de viento crítica
en el dimensionamiento del sistema contraviento es la combinación “VF1+VIS”.
Desde el punto de vista de la flecha en el sentido Z, la peor hipótesis de viento es
la que genera la combinación “VF1+VIP”, por tanto para simplificar el cálculo
109
y estando del lado de la seguridad, se considerará que la acción VF1 es constante
y de valor 2,12 KN/m. Por tanto los valores serán los mostrados en la Figura 68:
Figura 68. Acciones significativas del viento sobre la jácena del pórtico de fachada
En el caso de la hipótesis de viento “VF1+VIS”, los axiles sobre los pilares (en
este caso tracción) quedarán definidos en la siguiente Tabla 58:
Pilar Axil Valor (KN)
A y E 0,393*q*Sf 0,393*-1,62*5,25= -3,34
B y D 1,143*q*Sf 1,143*-1,62*5,25= -9,72
C 0,928*q*Sf 0,928*-1,62*5,25= -7,89
Tabla 58. Axiles de viento (VF1+VIS) sobre pilares del pórtico de fachada
4.2. Pórtico de fachada.
4.2.1. Dimensionado de los pilares.
Para los pilares del sistema contraviento enmarcados en los pórticos de fachada
frontal y trasera, se han fijado 3 separados entre ellos una distancia de 5,25 m.
Como criterio de diseño y por facilidad de ejecución, se establece que todos los
pilares se van a configurar con el mismo perfil, siendo el más solicitado sin duda
el pilar central del pórtico.
Para este tipo de sistemas se suelen utilizar perfiles de la familia IPE ya que la
solicitación a la que está destinado su uso es principalmente la de absorber las
cargas propias de una acción de viento en dirección perpendicular al plano del
pórtico.
De manera que para poder optimizar al máximo su funcionalidad se debe de
orientar el eje “Y” del perfil en dirección paralela al plano del pórtico. De este
modo se consigue que el pilar resista a favor de su eje fuerte.
Para el dimensionado de estos pilares, se tendrá como referencia en pórtico
trasero, representado en la Figura 69, ya que se considera el más desfavorable
debido a que el pórtico frontal dispone de una viga longitudinal destinada al
110
apoyo de las puertas de entrada a la nave, factor que modifica en cierta medida
aspectos relativos al cálculo tales como por ejemplo la longitud de pandeo de
esos pilares.
Figura 69. Detalle de disposición de los perfiles de los pilares
Tras el dimensionamiento en CYPE se establecen unos perfiles IPE-240 cuyas
características queda reflejadas en la Tabla 59:
Tabla 59. Características geométricas de la sección de los pilares del SCV
4.2.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
Al igual que se realizó en los elementos del pórtico interior, para llevar a cabo la
comprobación de la aptitud al servicio de la nave, se van a realizar las
comprobaciones de desplazamientos para los criterios de “integridad de los
elementos constructivos" y de “apariencia”.
111
4.2.2.1.1. Criterio de Integridad.
En el criterio de integridad, se debe verificar que la flecha relativa activa sea
menor que 1/250 ante cualquier combinación característica.
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de los pilares de 10,161 mm correspondiente a la combinación V(0º)H4
para el pilar más desfavorable.
Se adopta como criterio de comprobación que el desplome relativo activo
máximo sea de 1/250:
δr =
→
Por tanto, el perfil IPE-240 cumple el criterio de integridad del E.L.S.
4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia.
Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura global
tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones casi
permanente, el desplome relativo es menor que 1/250.
Para las acciones variables en estudio, el coeficiente de combinación vale 0, por
tanto únicamente es válida la combinación de cargas permanentes PP que en
este caso no genera ningún desplome en el pilar, ya que al no existir carga
distribuida sobre el mismo, no se genera momento flector ni por tanto flecha.
Por tanto, el perfil IPE-240 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.
4.2.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
Al igual que para en el caso del pórtico interior, para el estudio de este Estado
Límite Último se debe de comprobar que en ninguna sección de la barra del pilar
se sobrepasa la tensión máxima del propio material, es decir, que resista. Los
pilares son de sección constante y se debe de realizar la comprobación en las
zonas donde exista el máximo momento positivo y el máximo negativo.
112
Tanto la comprobación de resistencia como la de pandeo se deben realizar para
las combinaciones que tengan unos mayores valores de momento (el esfuerzo
más desfavorable) combinados con unos axiles elevados.
Para que se cumpla esta situación la combinación más desfavorable es la que
resulta de multiplicar las cargas permanentes por 1,35, las cagas variables por
1,5 y la carga de nieve por 0,75:
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)
A la hora de realizar el estudio de los pilares se observa que no todos los pilares
se encuentran sometidos a los mismos tipos de esfuerzos en cuanto a la magnitud
se refiere, por tanto nos encontramos con varias hipótesis diferentes de estudio
en los pilares, de las cuales las más desfavorables quedan recogidas en las
Tablas 60 y 61 e ilustradas en las Figuras 70 a 75.
Hipótesis 1. Nd= 25,642 KN; Md= 70,06 KNm (Pilar central de 7,85m
IPE-240)
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) X= 5 m 35,84 70,06
NEd (KN) 22,517 25,642
VEd (KN) 20,435 42,529
Tabla 60. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares del SCV (Hipótesis 1)
Figura 70. Esfuerzo axil sobre el pilar
113
Figura 71. Esfuerzo cortante sobre el pilar
Figura 72. Esfuerzo axil sobre el pilar
114
Hipótesis 2. Nd= 11,707 KN; Md= 83,91 KNm (Pilares intermedios de
6,925m IPE-240)
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) X= 4,74 m 15,7 83,91
NEd (KN) 8,954 11,707
VEd (KN) 15,202 41,253
Tabla 61. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares del SCV (Hipótesis 2)
Figura 73. Esfuerzo axil sobre el pilar
115
Figura 74. Esfuerzo cortante sobre el pilar
Figura 75. Esfuerzo flector sobre el pilar
116
Como se puede observar, nos encontramos ante una situación en la cual uno de
los pilares presenta un mayor axil frente al momento y otro pilar en que sucede
todo lo contrario.
Ante una situación de este tipo lo que hay que hacer, es comprobar ambos
pilares puesto que a priori se desconoce cuál de los dos es el que soporta un
mayor esfuerzo en combinación. Pero al igual que sucedió en el estudio de los
pilares del pórtico interior, la diferencia de momento flector es considerable y
por consiguiente se estima que los pilares más desfavorables serán los de
6,925 m, es decir, los intermedios correspondientes a la “Hipótesis 2”.
4.2.1.2.1 Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).
Comprobación manual:
Vc,Rd = Vpl,Rd =
√
)
√ KN; donde:
fyd: fy/γM0 = 275/1,05
Av: 1910 mm2 (Área perfil IPE-240)
Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se
comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo
cortante.
En este caso, para el IPE-240 con un VEd= 41,253 KN:
41,253 < 0,5* Vc,Rd → 41,253 KN < 144,406 KN → No hay interacción.
117
Resultados CYPE:
Figura 76. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)
4.2.1.2.2. Comprobación a flexión.
Comprobación manual:
1) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
C= (120-6,2-30)/2= 41,9
ALA=41,9/9,8= 4,27
Cálculo límite de esbeltez en ala:
118
9ε= 9*√
= 8,31 > 4,27 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 240-2*9,8= 220,4
ALMA= 220,4/6,2= 35,55
Cálculo límite esbeltez en alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 35,55 → CLASE 1
2) Resistencia a flexión.
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:
Mpl,Rd = Wpl * fyd
Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
366*103 mm
3 (Dato Prontuario).
Mpl = 366*103 * (275/1,05)= 95,857 KNm
MEd < Mpl → 83,91 KNm < 95,857 KNm → CUMPLE
119
Resultados CYPE:
Figura 77. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)
4.2.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)
Nuevamente, el estudio del cumplimiento del E.L.U de pandeo debe desdoblarse
en la comprobación respecto a los dos planos principales de la estructura.
Plano del pórtico (XZ).
Para la comprobación del dimensionamiento de los perfiles del sistema
contraviento, se deben de comprobar para los dos pórticos de fachada (frontal y
trasero). Sin embargo, el pórtico frontal cuenta con una viga de arriostramiento
central colocada a una altura igual a la entrada de la nave que sirve como marco
de apoyo para los elementos de elevación de las puertas.
Esta viga, que posteriormente se calculará, no solo presenta un efecto de
reducción del β de pandeo sino también de reducción de la longitud de los
pilares lo que lleva consigo que sea necesario un menor perfil para el
cumplimiento de E.L.U de pandeo.
120
Es por esta razón que para la comprobación de pandeo se realicen los cálculos en
el pórtico trasero que no cuenta con ninguna viga de arriostramiento central,
estando de esta manera dentro del lado de la seguridad.
Como se desconoce el comportamiento real de intraslacionalidad que puede
presentar el nudo superior, en primer lugar se procederá al cálculo manual del β
de pandeo según lo establecido en el apartado 6.3.2.5 del CTE DB SE-A.
Donde los coeficientes de distribución η1 y η2 se obtienen de:
Cálculo de β.
1. η1= )
)
= 0,211
2. η2= 0 (Empotramiento en la base).
3. β= )
) = 0,536 1 → βz= 0,536
Plano perpendicular al pórtico (YZ).
En este caso se considera que la cabeza del pilar que encuentra sujeta por la viga
del pórtico, por tanto, al estar empotrado en la base y apoyado en la cabeza, se
considera un βy= 0,7.
Una vez se han determinado y establecido los β de pandeo para cada dirección
de los pilares del sistema contraviento, se procede ahora sí, a la verificación del
E.L.U de pandeo.
Esta verificación tiene como objetivo comprobar que el pilar no supera en
ningún caso la tensión crítica de pandeo en ninguno de los dos planos de
funcionamiento.
121
4.2.1.3.1. Pandeo por compresión.
Comprobación manual:
Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd
1. βy = 0,7; βz = 0,536
2. λky =[(0,7*6925*√ )/99,7*π]= 0,56 < 2
λkz =[(0,536*6925*√ )/26,9*π]= 1,589 < 2
3. αy = nº curva = 0,21
αz = nº curva =0,34
4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 0,695
ϕz = 0,5[1+αz*(λz-0,2)+λz2] = 1,998
5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy
2)1/2
= 0,904
χz = 1/(ϕz+(ϕz2-λz
2)1/2
= 0,312
6. Nb,Rd = (χz*A*fy)/1,05 = 319,503KN
Nb,Rd = 319,503 KN >NEd (11,707 KN) → CUMPLE
122
Resultados CYPE:
Figura 78. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)
4.2.1.3.2. Pandeo por flexocompresión.
Se debe satisfacer dos situaciones:
123
Comprobación manual:
1. λy = 0,56
2. λz = 1,589
3. χy = 0,904
4. χz = 0,312
5. Cm = 1
6. Nc,Rd = A*fy/γM1 = 9100*275/1,05=1,024*106
7. Ky = 1+(λy -0,2)*(NEd/χy*Nc,Rd)= 1,004
8. Kz = 1+(2*λz -0,6)*(NEd/χz*Nc,Rd)= 1,019
9. χLT= 1 en piezas no susceptibles a pandeo por torsión
10. αy = 0,6
11. eN = 0 (salvo en perfiles clase 4)
12. Ky,LT = 1-
*
* (0,6+λz) =1-
*
* 2,189
= 0,983
13. Para toda la pieza:
Ky*
=0,879 < 1 → CUMPLE
14. Piezas no susceptibles a pandeo por torsión:
15.
αy* Ky*
= 0,564 < 1 → CUMPLE
124
Resultados CYPE:
Figura 79. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexocompresión (CYPE)
125
4.2.2. Dimensionamiento de la jácena.
En este apartado se comprobará el dimensionamiento de la jácena del pórtico de
fachada, que ya se dimensionó en el capítulo anterior resultando un IPE-300,
cuyas características quedan reflejadas en la Tabla 62:
Tabla 62. Características geométricas de la sección de la jácena del pórtico de fachada
Estos pórticos son un elemento importante, pues recoge las cargas de la cubierta
para trasladarlas a los pilares, y además forma parte también de la viga
contraviento.
Estos dos pórticos son diferentes a los demás ya que al contar con los pilares del
sistema contraviento, presentan unas leyes de esfuerzos completamente
diferentes que se modelizan en la Figura 80 como una viga contínua de tantos
apoyos como pilares del pórtico se tengan:
Figura 80. Modelo estructural de los pórticos de fachada
126
4.2.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
Al igual que se hizo anteriormente con los pilares contraviento, se van a
comprobar los criterios de “integridad de los elementos constructivos" y de
“apariencia”.
4.2.2.1.1. Criterio de Integridad.
La comprobación de integridad se hace para todas las combinaciones
características de acciones, obteniendo las flechas relativas activas, por tanto hay
que descontar las cargas debidas al peso propio.
Habrá que evaluar las flechas tanto en sentido gravitatorio como las debidas a la
succión del viento en las cubiertas. Los valores de carga mayores que se deben
considerar son:
Situación 1: 1*Q → q= 1*1,1 = 1,1 KN/m
Situación 2: 1*G + 1*(VF1+VIP) = 1*1,13 + 1*(-2,46) = -1,33 KN/m
En la combinación de viento de succión sí que se considerará la carga de peso
propio, puesto que va en sentido contrario a la succión para así descontar esta
flecha en la evaluación de la flecha relativa.
Como se puede observar, la situación 2 será la más desfavorable, por lo que se
deberá de utilizar ésta como la situación dimensionante establecida en CYPE
como la combinación PP+V(0º)H3.
La flecha se produce debido a la flexión, y ésta es máxima en el primer vano de
la jácena, concretamente en x=2,088 m desde el nudo con un valor de 2,02 mm.
Fr,ij =
| |
| | = 1,61*10-3
< 3,33*10-3
donde:
- fi: y(0) m = 8,734*10-3
m
- fj: y(x) m = 2,02*10-3
m
- x: 2,088 m
Por tanto, el perfil IPE-300 cumple el criterio de Integridad del E.L.S.
4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de las jácenas de 1,48 mm en x= 2,348 m correspondiente a la
combinación PP+V(0º)H3. Pero al ser una cubierta accesible únicamente para
mantenimiento, el factor de combinación ψ tiene el valor de cero, por tanto, la
127
combinación más desfavorable pasa a considerar solamente el valor del peso
propio (PP).
Fr,ij =
| |
| | = -3,05*10-4
< 3,33*10-3
donde:
- fi: y(0) m = 5*10-5
m
- fj: y(x) m = 1,48*10-3
m
- x: 2,348 m
Por tanto, el perfil IPE-300 cumple el criterio de Apariencia del E.L.S.
4.2.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
Tanto la comprobación de resistencia como la de pandeo se deben realizar para
las combinaciones que tengan unos mayores valores de momento (el esfuerzo
más desfavorable) combinados con unos axiles elevados.
Para que se cumpla esta situación la combinación más desfavorable es la que
resulta de multiplicar las cargas permanentes por 1,35, las cagas variables por
1,5 y la carga de nieve por 0,75:
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)
Los valores de los esfuerzos sobre la jácena del SCV se representan de forma
analítica en la Tabla 63 y de forma gráfica en las Figuras 81 a 83:
Perfil IPE-300.
Tramo vano 1 (0 – 5,25m) Tramo vano 2 (5,25 – 10,5m)
Esfuerzo x=0 x=5,25 x=5,25 x=10,5
NEd (KN) -14,699 -12,816 21,208 23,110
VEd (KN) -12,368 -6,747 2,963 8,734
MEd (KN/m) -26,52 -0,48 5,75 (x=7,6m) -7,22
Tabla 63. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la jácena del SCV (Hipótesis 2)
128
Figura 81. Esfuerzo axil sobre la jácena
Figura 82. Esfuerzo cortante sobre la jácena
Figura 83. Esfuerzo flector sobre la jácena
129
4.2.2.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).
Comprobación manual:
Vc,Rd = Vpl,Rd =
√
)
√ KN; donde:
fyd: fy/γM0 = 275/1,05
Av: 2570 mm2 (Área perfil IPE-300)
Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se
comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo
cortante.
En este caso, para el IPE-300 con un VEd= 12,368 KN:
12,368 < 0,5* Vc,Rd → 12,368KN < 194,306KN → No hay interacción.
Resultados CYPE:
En este caso, CYPE ha utilizado como referencia un valor de VEd= 15,89 KN
procedente de la combinación E.L.U =1,35*PP + 1,5*V(0º)H4 + 0,75*N(EI),
que a efectos prácticos se aleja bastante de ser una diferencia apreciable en el
dimensionamiento. Dichos resultados se muestran a continuación en la Figura
84:
Figura 84. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)
130
4.2.2.2.2. Comprobación a flexión.
Comprobación manual:
1) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
C= (150-7,1-2*15)/2= 56,45
ALA= 56,45/10,7= 5,27
Cálculo límite de esbeltez ala:
9ε= 9*√
= 8,31 > 5,27 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 300-2*10,7= 278,6
ALMA= 278,6/7,1= 39,24
Cálculo límite de esbeltez alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 39,24 → CLASE 1
2) Resistencia a flexión.
131
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:
Mpl,Rd = Wpl * fyd
Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
628*103 mm
3 (dato Prontuario).
Mpl = 628*103 * (275/1,05)= 164,48 KNm
MEd < Mpl → 26,52KNm < 164,48KNm → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 85. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)
132
4.2.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
Por último se verifica que el IPE-300 cumple el E.L.U de pandeo con las
comprobaciones de esbeltez y de tensiones.
Importante es remarcar que al igual que ocurría en la jácena del pórtico interior,
la disposición de las correas en la cubierta impide el pandeo en el plano XY. Por
tanto, todos los cálculos que se harán a continuación serán en relación al plano
del pórtico (XZ).
4.2.2.3.1. Pandeo por compresión.
Comprobación manual:
A efectos de pandeo, se considerará apoyada en los cinco pilares de fachada, por
tanto se tendrá:
Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd
1. βy = 1
2. λky =[(1*21000*√ )/125*π]= 1,935 < 2
3. αy = nº curva = 0,21
4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 2,554
5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy
2)1/2
= 0,234
6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 329,717 KN
Nb,Rd = 329,717 KN > NEd (23,110 KN) → CUMPLE
133
Resultados CYPE:
Figura 86. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)
4.2.2.3.2. Pandeo por flexocompresión.
Se debe satisfacer dos situaciones:
134
Resultados CYPE:
Figura 87. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexocompresión (CYPE)
4.2.3. Dimensionamiento de las placas de anclaje.
Una vez dimensionado el pilar y la jácena del sistema contraviento, se procede a
calcular la placa de anclaje que unirá el pilar con la cimentación.
La combinación de acciones que genera una mayor flexión sobre la placa es la
misma que la que se tuvo en cuenta en el dimensionado del pilar, es decir:
E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)
En este caso, los cálculos se realizarán con los datos correspondientes a la zona
de empotramiento del pilar en la base expuestos en la Tabla 64:
135
Esfuerzo Cabeza barra Final barra
MEd (KNm) X= 4,74 m 15,7 83,91
NEd (KN) 8,954 11,707
VEd (KN) 15,202 41,253
Tabla 64. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las placas de anclaje
Tal y como se estableció en el apartado 2.5.3, la zapata será de un hormigón
HA-30 (γc=1,5) y el material de la placa, cartelas y pernos será de acero S275 JR
(γs=1,05)
Para llevar a cabo el dimensionamiento de la placa de anclaje, lo primero es
establecer unas dimensiones mínimas de la placa para poder aguantar las
solicitaciones y también para poder llevar a cabo la colocación de los pernos.
Los pernos más comúnmente utilizamos son de acero B400 o B500 y con unos
diámetros que rondan 10 – 36 mm.
Predimensionamiento:
De manera empírica, se opta en la práctica por dejar un vuelo de la placa de unos
100 mm a cada lado del perfil del pilar, de modo que si el perfil del pilar es el
IPE-240, las dimensiones de la placa de anclaje quedarían definidas como:
a=240+200= 440 mm
b= 120+200= 320 mm
Por tanto, se contaría con una placa de 440x320 mm, con un espesor de placa
hipotético de 25 mm y un número de 8 pernos de ϕ25 mm.
Las disposiciones constructivas de la placa, deberán de cumplir las exigencias
establecidas en la Figura 88:
136
Figura 88. Disposiciones constructivas de la placa (CTE DB SE-A.8.5.1)
Disposiciones constructivas
e1 1,2*25= 30 mm e2 1,5*25= 37,5 mm
40+ 4*25= 140 mm 40+ 4*25= 140 mm
12*25= 300 mm ó 150 mm 12*25= 300 mm ó 150 mm
e1= 50 mm e2= 50 mm
p1 2,2*25= 55 mm p2 3*25= 75 mm
14*25= 350 mm 14*25= 350 mm
200 mm 200 mm
p1= 340 mm p2=73,3 mm
Área eficaz:
El área eficaz de contacto queda representada por la superficie comprimida, que
se define como las secciones de acero correspondientes a los pernos de anclaje
destinados a trabajar a tracción o cortante. Estará formada por la región de basa
limitada por segmentos de recta paralelos a las caras del perfil a una distancia
137
“c” de dichas caras que queda definida según el aparatado 8.8.1 del CTE DB SE-
A:
1) En la Figura 89 se procede al cálculo de la dimensiones del área portante
equivalente, para ello se supondrá una zapata de hormigón de
250x250x100 cm, un poco más pequeñas que las calculadas anteriormente
para los pórticos interiores.
Figura 89. Representación de los parámetros de cálculo
a1= a+h= 440 + 1000= 1440 mm
b1= b+h= 320 + 1000= 1320 mm
ar =
1030
br =
1090
2) Kj= √
=1,3 5
3) fjd= βj*Kj*fcd 3,3*fcd= (2/3) * 1,3 * (30/1,5)= 17,33 MPa 66 MPa.
138
C = 25*√
= 53,82mm
Por lo tanto el Área eficaz quedaría definida tal y como se muestran en la Figura
90:
Figura 90. Representación del área eficaz
Aef = hef x bef = (240+2*53,82) * (120+2*53,82) = 79136,77 mm2
Comprobación a tensión del hormigón:
1) Excentricidad → e= MEd/NEd = (83,91*106 / 11,707*10
3)= 7167,51mm
2) hef /6= 347,64/6= 57,94mm
Por tanto se cumple que e > hef /6
3)
Figura 91. Esquema de esfuerzos placa-hormigón
139
Zd= 240/2 – tf/2 = 110 – 4,9= 105,1mm
Zi= 440/2 – e1 = 220 – 50= 170mm
SISTEMA DE ECUACIONES
∑ Fv C-T= NEd → C-T= 11,707*103
∑ M → C*Zd + T*Zi= MEd → C*105,1 + T*170= 83,91*106
C = 312250,78 N
T = 300543,78 N
4) Se debe cumplir que:
σh =
< fjd; donde:
lef = tf + 2*c = 9,8 + 2*53,82 = 117,44
bef = 120 + 2*53,82 = 227,64
fjd = 17,33 MPa
σh= 312250,78 / (227,64*117,44) = 11,68MPa < 17,33MPa → CUMPLE
Resistencia a cortante del conjunto:
Se debe cumplir que: VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd
1) Ff,Rd = Cf * Nc,Sd = 93675,23 N; donde:
Cf : Coeficiente de rozamiento entre la placa base y el hormigón. 0,3 para
morteros especiales o contacto directo con el hormigón.
Nc,Sd: Fuerza de cálculo a compresión transmitida por el pilar. El valor de
compresión (C) calculado en el apartado anterior.
2) Fvb,Rd = (αb*fub*As)/ γM2= 62635,5 N; donde:
αb: 0,44-0,0003*fyb.
fyb:500.
fub:550.
As: Área perno (ϕ25 mm).
γM2: 1,25.
3) Fv,Rd = 93675,23+ 8*62635,5 = 594759,23 N
VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd
41,253*103
N 594,759*103
N → CUMPLE
140
Pernos a tracción y corte:
1) CORTANTE: Como el rozamiento resiste todo el cortante (Ff,Rd > VEd), no
procede su comprobación.
2) TRACCIÓN: Debe cumplirse que: Ft,Ed < Ft,Rd
Ft,Ed = T / nº pernos a tracción = 300543,78 / 4 = 75135,95 N
Ft,Rd = (0,9*fub*As) / γM2 = 194386,04 N
Ft,Ed < Ft,Rd
75135,95 N < 194386,04 N → CUMPLE
3) CORTANTE Y TRACCIÓN: No procede porque no hay cortante
considerable a efectos de cálculo.
Comprobación de la chapa a flexión:
Se debe cumplir que: MEd < Mpl,Rd
3) MEd = (T / nº pernos) * b = (300543,78 / 4)*50 = 3756797,25 Nmm
4) Mpl,Rd = (W*t2*fyd)/4 = (125 * 25
2 * (275/1,05)) / 4) = 5115327,38 Nmm;
donde:
b: 50 mm
W: ϕ + 2*b = 125 mm
MEd < Mpl,Rd
3756797,25 Nmm < 5115327,38 Nmm → CUMPLE
Por tanto, comprobando manualmente la placa de anclaje se determina que la
placa debe de tener unas dimensiones de 440x320x25 mm, con 8 pernos de ϕ25
mm y todo en acero S275.
Una disposición muy parecida a la que ofrece directamente CYPE, por lo tanto
la comprobación es válida.
141
Resultados CYPE:
Figura 92. Representación de la placa y tornillos propuesto por CYPE
142
Tabla 65. Características técnicas de la placa de anclaje
4.2.4. Dimensionado de la cimentación.
En el apartado 2.5.3 se fijaron los materiales para la zapata que son por un lado
hormigón HA-30 (γc= 1,5) y por otro lado el acero de las armaduras B500 SD
(γs= 1,15). También se estableció en el apartado 2.5.4 que las zapatas
descansarán sobre una capa de hormigón de limpieza de 10 cm tal y como marca
la norma EHE-08. Anejo 18.
En el proceso de cálculo se deberán de comprobar una serie de E.L.U para
garantizar que la seguridad estructural del elemento constructivo en cuestión, en
este caso la cimentación, cumpla con lo establecido en el CTE DB SE-C.
Estas comprobaciones se pueden aunar en las siguientes:
E.L.U. de equilibrio, seguridad al vuelco.
143
E.L.U. de agotamiento del terreno.
E.L.U. de agotamiento de la estructura de cimentación.
4.2.4.1. E.L.U. Seguridad al vuelco.
Según la EHE-08, habrá que comprobar que bajo la hipótesis de carga más
desfavorable, no se sobrepasen los límites de equilibrio, es decir, que el valor de
cálculo de los efectos de las acciones estabilizadoras sea mayor que el valor de
cálculo de los efectos de las acciones desestabilizadoras:
Dado que los efectos producidos por las acciones son momentos, la condición de
estado límite último de equilibrio puede ponerse como:
→ γd,estab * γd,desestab *
Por tanto la expresión quedaría como:
Donde los valores de los coeficientes de seguridad se multiplican directamente
sobre los resultados y se obtienen de la Tabla 66:
γE: Coeficiente parcial para el efecto de las acciones.
Tabla 66. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C)
144
Por tanto, se debe de cumplir que:
= 2
Dimensionado de la zapata:
Como se puede observar en la ecuación anterior, sobre la zapata actúan una serie
de esfuerzos, de entre los cuales unos contribuirán a la estabilidad de la zapata
(Fuerzas estabilizadoras) y otras contribuirán a la inestabilidad (Fuerzas
desestabilizadoras).
Como “Fuerzas Estabilizadoras” se encuentran:
- Peso propio de la zapata.
- Axil de cálculo sobre el pilar
Como “Fuerzas Desestabilizadoras” se encuentran:
- Esfuerzo Cortante sobre el pilar (en la base).
- Momento flector sobre el pilar (en la base).
Por tanto, haciendo un equilibrio de momentos aplicados sobre un modelo de la
zapata en cuestión, y estableciendo el cumplimiento de la ecuación desarrollada
al comienzo de este apartado, se puede llegar a determinar a través de un
procedimiento iterativo las dimensiones de la propia zapata.
Se considerará el peso propio de la zapata como una fuerza siempre estabilizante
y para su cálculo se deberá de considerar un peso específico del hormigón (γh)
de 25 KN/m3 y un ancho de zapata h = 0,7 m tal y como se representa en la
Figura 93:
Figura 93. Modelo de cálculo al vuelco de la cimentación
145
∑Md,estab= PP*
+ NEd*
= a*a*h*25*
+ 11,707*
=17,5a
3 + 5,854a
∑Md,desestab= VEd * h +MEd = 41,253*h + 83,91
Si se satisface la ecuación anterior:
= 2; → a =2,30 m
Por tanto, de forma analítica, se determina que la zapata debería de tener unas
dimensiones aproximadas de 230x230x70 cm
CYPE 3D considera todos estos datos en la combinación de acciones más
desfavorable y ofrece una propuesta de zapatas, en cuanto a dimensiones
geométricas, para cada uno de los pilares de la nave y también calcula la cuantía
de armaduras necesarias para cada una de las zapatas.
Al tratarse de una nave industrial simétrica, para facilitar todo el proceso
constructivo de la cimentación, se extrapolará la zapata que presente una mayor
solicitación al resto de los pilares. De esta forma todas las zapatas
correspondientes a los pilares del sistema contraviento tendrán las mismas
características.
CYPE propone una zapata de dimensiones 260x260x60 cm para la que se
cumple el E.L.U de Seguridad al vuelco. Por lo tanto como se puede comprobar,
el dimensionado es correcto.
Resultados CYPE:
Tabla 67. Verificación de seguridad al vuelco por CYPE
4.2.4.2. E.L.U. Agotamiento del terreno.
A continuación se realiza la comprobación de agotamiento del terreno que marca
el CTE DB SE-C para la zapata de dimensiones 260x260x60 cm, que ha
verificado el E.L.U de seguridad al vuelco.
Suponiendo que la tensión máxima admisible del terreno sea de 0,3 MPa, se
deben de cumplir una serie de comprobaciones:
Esta comprobación se ha realizado para la combinación de acciones más
desfavorable es la misma que la que se utilizó en la comprobación al vuelco del
apartado anterior (E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)) cuyos
valores de sus acciones sobre la base del pilar se representan en la Tabla 68:
146
Esfuerzos Base pilar
MEd (KNm) 83,91
NEd (KN) 11,707
VEd (KN) 41,253
Tabla 68. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la zapata
Comprobación agotamiento:
El peso de la cimentación y la excentricidad geométrica serán:
P = a*b*h*γh = 2,6*2,6*0,6*25= 101,4 KN
e = a/2 = 2,6/2 = 1,3 m
Seguidamente, se trasladan las acciones a la base de la zapata, para ver cómo
afecta al terreno las cargas aplicadas tal y como se ilustra en la Figura 94:
Figura 94. Modelo de cálculo de esfuerzos en la base de la zapata
Ns,k = P + NEd = 113,107 KN
Ms,k = MEd +VEd*h – NEd*e = 93,44 KNm
Vs,k = VEd = 41,253 KN
Una vez conocidas las acciones transmitidas al terreno, se calcula el área
equivalente. Para ello lo primero que hace falta es calcular las excentricidades de
cargas respecto de los ejes, que en este caso, a ser una zapata cuadrada será la
misma en los dos ejes.
eeq = Ms,k / Ns,k = 0,826 m
Una vez definida la excentricidad equivalente, lo que se hace es calcular el área
equivalente como:
A= a x a;
Aeq = (a-2*eeq) x (a-2*eeq) = 0,898 m2 0,9 m
2
147
Por último se calcula la presión total bruta media (qb), comparándola con la
resistencia del terreno (qs)
qb = Ns,k / Aeq = 125,64 KN/m2 < qs = 300 KPa = 300 KN/m
2 → CUMPLE.
Resultados CYPE:
Figura 95. Verificación de agotamiento del terreno por CYPE
4.2.4.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación.
La EHE-08.58.2 a efectos de estado límite de agotamiento establece una
clasificación para encepados y zapatas en función de la relación entre su vuelo
máximo y el canto:
Si Vmáx > 2*h → Zapata Flexible
Si Vmáx < 2*h → Zapata Rígida.
El vuelo máximo de la zapata será:
Vmáx=
-
= 1,18 m < 1,2 m → ZAPATA RÍGIDA.
Vmáx=
-
= 1,24 m 1,2 m → ZAPATA RÍGIDA.
Al igual que en el apartado anterior, se trasladan las acciones a la base de la
zapata, para ver cómo afecta al terreno las cargas aplicadas para un P = 101,4
KN (Peso propio) y una e = 1,3 m (excentricidad geométrica):
Ns,k = P + NEd = 113,107 KN
Ms,k = MEd +VEd*h – NEd*e = 93,44 KNm
Vs,k = VEd = 41,253 KN
En este tipo de elementos no es aplicable la teoría general de flexión y es
necesario definir un modelo de bielas y tirantes de acuerdo con los criterios
indicados en la EHE-08. El modelo a utilizar es el representado a continuación,
donde la armadura principal se obtendrá para resistir la tracción Td indicada en el
modelo de la Figura 96:
148
Figura 96. Modelo del método de bielas y tirantes (EHE-08)
Dimensionamiento zapata:
1) ECUACIONES DE EQUILIBRIO
∑Fy: N1d +N2d=Nd → N1d +N2d=113,107 *103 N
∑M: N1d *
– N2d *
= Md → N1d *
– N2d *
= 93,44 * 10
6 Nmm
2) σ=
;
σ1= 0,0167318 N/mm2
σ2 = 0,0167317 N/mm2
3) σ3= σ1 -
*(Vmáx +
) = 0,0167317 N/mm
2
4) R1d =
* (Vmáx +
)*B = 53943,16 N
5) X1 =
( )
)
( )
)
= 620 mm
d´ = 620 – 50 = 570 mm
149
6) Td =
* X1 = 69029,43 N
De esta manera, una vez que se sabe cuál es la solicitación a tracción a la que se
encuentra sometida la zapata, se puede definir la cuantía mínima de armadura de
dicha cimentación:
ARMADURA MÍNIMA DE CÁLCULO
Queda definida mediante la siguiente relación: As = Td / fyd
→ As = 69029,43 / (500/1,15) = 158,77 mm2
ARMADURA MÍNIMA GEOMÉTRICA
Según lo establecido en el artículo 42.3.5 de la EHE-08:
→ As,geo 0,9‰ * Ac =
* (2600*600) = 1404 mm
2
Finalmente, la cuantía de armado en las zapatas queda definida como:
→ 1404 mm2 → 12,42 13 Ø12
7) Separación entre armaduras.
La separación entre los redondos queda definida por la siguiente ecuación:
S =
=
= 20,8 cm
Por tanto, de una forma analítica se estima que la distribución de las armaduras
de la zapata será la siguiente:
Armado:
Eje X: 13 Ø12c/20,8 cm
Eje Y: 13 Ø12c/20,8 cm
Resultados CYPE:
CYPE resuelve esta problemática al introducirle los datos relacionados de las
dimensiones geométricas de la zapata y los datos de resistencia del suelo
ofreciendo una distribución y cuantía de armaduras en la Tabla 69:
150
Tabla 69. Verificación de la cuantía de armadura de la zapata por CYPE
Armado Superior.
Eje X: 13 Ø12c/20 cm
Eje Y: 13 Ø12c/20 cm
Armado Inferior.
Eje X: 13 Ø12c/20 cm
Eje Y: 13 Ø12c/20 cm
Por lo tanto, como se puede comprobar, el dimensionado es correcto.
4.2.4.4. E.L.U. Anclaje de las armaduras.
Una vez calculadas las armaduras necesarias, se debe determinar la longitud de
anclaje para las barras calculadas en el apartado anterior. Para ello, se seguirán
las instrucciones establecidas en la EHE-08.
Según lo establecido en el artículo 69.5.1 las longitudes de anclaje dependen,
entre otros factores, de las propiedades de adherencia de las barras y de la
posición que éstas ocupan en la pieza de hormigón.
Para el caso que nos ocupa, las armaduras longitudinales de la zapata se
encuentran en “POSICION I” de adherencia buena que durante el hormigonado
forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º.
Para las barras en posición I la longitud básica de anclaje queda definida como:
151
Donde:
- Ø: Diámetro de la barra en mm.
- m: Coeficiente numérico con los valores indicados en la Tabla 70 en
función del tipo de acero.
- fyk: Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.
Tabla 70. Coeficiente “m” en función del tipo de acero (tabla 69.5.1.2.a, EHE-08)
Lbl = máx (1,3*122,
* 12) = 300 mm.
Una vez conocida la longitud básica, se determina la reducción de la misma por
el empleo de dispositivos de anclaje y por armadura superabundante, obteniendo
la longitud neta de anclaje “Lb,neta”:
Donde:
- β: factor de reducción definido en la Tabla 71.
- As: Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se
ancla la armadura.
- As,real: Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual
se ancla la armadura.
152
Tabla 71. Coeficiente “β” definido (tabla 69.5.1.2.b, EHE-08)
Lb,neta = 300*β*
= 286,48*β = 286,48 mm.
Si la longitud del anclaje puede ser contenida dentro de las propias dimensiones
de la zapata, es decir, que la longitud neta de anclaje sea menor que la longitud
disponible desde la sección de referencia, entonces la barra se puede anclar en
prolongación recta y no será necesaria la terminación en patilla.
En el caso de que el espacio que quede para el anclaje se encuentre entre la
longitud neta de anclaje y un 70 % de ésta, si será necesaria la terminación en
patilla o bien en barra transversal soldada.
Para el caso de las zapatas rígidas, esta sección de referencia es la que se obtiene
del apartado 58.4.1.1 de la EHE-08 para el cálculo de agotamiento de la
cimentación. El anclaje se mide a partir del punto de aplicación X1 de la
resultante mayor de las tensiones que se calculó para conocer la solicitación a
tracción a la que se encuentra la zapata en el apartado anterior.
Ldisp = A/2 – a/4 – X1- rnom > 286,48 mm
→ 510 mm > 286,48 mm → CUMPLE.
Se concluye por lo tanto, que la longitud de anclaje de las barras longitudinales
puede ser embebida dentro la longitud disponible de la propia zapata y no será
necesaria la terminación de éstas en patilla, tal y como aparecen dimensionadas
en la Figura 97.
De esta manera, ya quedaría definido al completo todo el plano de cimentación
de la nave industrial que en la Figura 98 se ilustra:
153
Figura 97. Representación gráfica de la zapata de los pilares de los pórticos (CYPE 3D)
Figura 98. Vista en planta de la parrilla de cimentaciones (CYPE 3D)
154
4.3. Dimensionamiento de la viga contraviento.
Una vez dimensionados los pilares y la jácena del pórtico de fachada, se procede
a dimensionar el resto de elementos de la viga contraviento, como son los
montantes y las diagonales. En el caso de los montantes de los extremos, se
consideran parte del arriostramiento lateral y por tanto se calcularán en el
próximo apartado 4.4.
4.3.1. Diagonales.
Todas las barras se hacen iguales y el proceso de dimensionamiento que se
seguirá será el del elemento trabajando a compresión, que es el más restrictivo.
Se utilizarán perfiles L ya que proporcionan una buena compatibilidad para las
conexiones con otros elementos estructurales cuyas características técnica se
exponen en la Tabla 72:
Tabla 72. Características geométricas de la sección de las diagonales de arriostramiento
Las comprobaciones a realizar en estos elementos son las mismas que en el resto
de elementos principales descritos anteriormente:
4.3.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
Al estar trabajando con luces grandes, se debe verificar el E.L.S de deformación
atendiendo al criterio de apariencia, donde únicamente es válida la combinación
del PP, donde se presenta una flecha de valor
155
En esta nave industrial, la longitud de las diagonales es de:
Ld= (5,332
+ 5,52)1/2
= 7,66 m.
Además se consideran biapoyadas, por tanto para un perfil L40x40x4:
fr=
)
<
→ Iy >
*
= 3,9 *
→
→ Iy > 0,000197*106 mm
4.
0,0186*106 > 0,000197*10
6 mm
4 → CUMPLE.
4.3.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
Con respecto a las diagonales es muy importante aclarar la siguiente cuestión.
La forma de proceder que tiene CYPE respecto al cálculo de los tirantes es que
para cada combinación de hipótesis, cuando se obtienen los esfuerzos finales en
cada tirante, en aquellos en los que el axil resulta de compresión se procede de la
siguiente manera:
1) Se anula el axil del tirante comprimido.
2) Dicho valor del esfuerzo se suma al axil del otro tirante que forma parte del
recuadro de arriostramiento.
3) Con la nueva configuración de axiles en los tirantes se procede a restituir el
equilibrio de los nudos.
Es decir, lo que hace CYPE es eliminar el axil del tirante comprimido (C=0) y se
le suma al tirante traccionado (T*= T +|C|).
De esta manera, aunque existan barras que se encuentran sometidas a un esfuerzo
axil de compresión, únicamente comprobando el esfuerzo a tracción resultante se
establece una situación más desfavorable para el perfil y por tanto más de cara al
lado de la seguridad.
Por lo tanto, se comprobará la resistencia de la sección a una tracción amplificada
con el objetivo de no ser necesaria una comprobación a E.L.U de pandeo debido a la
compresión.
4.3.1.2.1. Comprobación a tracción.
Comprobación manual:
Para la situación más desfavorable en cuanto al esfuerzo axil sobre los tirantes se
refiere (E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)), se debe cumplir
que:
156
NEd A*fyd
NEd = 52,462 KN.
A=308 mm2 (L 40x40x4).
fyd = 275/1,05.
52,462 KN 80,666 KN → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 99. Verificación de dimensionamiento a tracción (CYPE)
4.3.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
La diagonal del arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la
comprobación de tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el
criterio de esbeltez.
Además, hay que tener en cuenta en los cálculos que la diagonal se doblará para
el trabajo del arriostramiento, por tanto la longitud de la diagonal se deberá de
considerar la mitad.
Comprobación manual:
1. βy = 1
2. λky =[(1*(8600/2)*√ )/15,2*π]= 3,26 < 4 → CUMPLE
157
4.3.2. Montantes.
Si los montantes extremos se consideran pertenecientes al arriostramiento lateral,
entonces solo se dispone de tres montantes de la viga contraviento cuyas
características técnica se exponen en la Tabla 73. Los que recogen la acción del
viento de los tres pilares centrales del pórtico de fachada trabajarán
fundamentalmente a compresión.
Tabla 73. Características geométricas de la sección de los montantes de arriostramiento
Las comprobaciones a realizar en estos elementos son las mismas que en el resto
de elementos principales descritos anteriormente:
4.3.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
En este caso, NO es necesario realizar la comprobación de deformación puesto
que para aparecer flechas es necesario que existan momentos, esfuerzos que
solamente se originan ante la aparición de cargas aplicadas sobre la barra de una
forma puntual o de una forma distribuida.
Aunque no lo parezca, sobre los montantes no aparecen cargas directamente
aplicadas, ya que las cargas de nieve o viento sobre la cubierta actúan sobre las
correas en primera instancia y éstas las transmiten hacia las jácenas sobre las que
se apoyan, y no sobre la viga contraviento.
158
Como los montantes tienen una longitud de 5,5 m (< 6 m), no es necesario
tampoco considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el
criterio de apariencia.
4.3.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
Al ser el montante un elemento que trabaja únicamente a compresión, no tiene
sentido calcular su resistencia a nivel de sección ya que su solicitación a pandeo
será siempre más restrictiva.
4.3.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
La comprobación de estabilidad a pandeo de la pieza se realizará sobre el
montante más solicitado que en este caso es el montante correspondiente al pilar
central del pórtico de fachada.
Concretamente para la combinación que presenta un mayor valor de axil de
compresión, es decir:
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI).
NEd = -79,154 KN.
4.3.2.3.1. Pandeo por compresión.
Comprobación manual:
El montante será un elemento que trabaja a compresión, y que se puede
considerar como biapoyado, por tano:
Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd
1. βy = 1
2. λky =[(1*5500*√ )/57,4*π]= 1,104 < 2
3. αy = nº curva = 0,21
4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,204
5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy
2)1/2
= 0,594
6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 255,137 KN
Nb,Rd = 255,137 KN > NEd = (79,154 KN) → CUMPLE
Como se puede comprobar el perfil IPE-140 cumple muy sobradamente la
solicitación a pandeo, pero no se puede colocar un perfil menor debido a las
diagonales calculadas anteriormente, ya que se debe cumplir que la relación
entre el área de los tirantes y el menor perfil en el recuadro arriostrado sea
inferior a la recomendada (> 20 %).
159
→
= 18,78 %.
Resultados CYPE:
Figura 100. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)
4.4. Dimensionado del arriostramiento de fachada lateral.
Una vez dimensionados todos los elementos de la viga contraviento, falta por
determinar los perfiles que configuran el arriostramiento de la misma tal y como
se muestra en la Figura 101:
160
Figura 101. Detalle de arriostramiento lateral
4.4.1. Montantes.
La comprobación de este elemento es muy similar a la realizada en la viga
contraviento con valores de tensión inferiores, por tanto se puede concluir que al
tener la misma longitud la condición de esbeltez, es exactamente la misma que la
realizada en el apartado 4.3.1.3. Así que el perfil IPE-140 será el elegido,
recordando también la condición de relación entre áreas de perfil y tirante que
debe cumplirse (< 20 %).
4.4.2. Diagonales.
La diagonal del arriostramiento es un elemento que trabaja a tracción, con un
valor de acción correspondiente a la combinación:
E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI).
NEd = 20,264 KN.
Al igual que se indicó en el estudio de las diagonales de la viga contraviento, las
diagonales se constituirán de perfiles L ya que proporcionan una buena
compatibilidad para las conexiones con otros elementos estructurales.
Sus características quedan recogidas en la Tabla 74:
161
Tabla 74. Características geométricas de la sección de las diagonales de arriostramiento
4.4.2.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
En esta nave industrial, la longitud de las diagonales es de:
Ld = (6,62 + 5,5
2)1/2
= 8,6 m.
La única carga que podría generar una flecha en la diagonal es el peso propio, no
obstante como la diagonal del arriostramiento no se configura completamente
horizontal, sino con una inclinación de 47,5º respecto de la horizontal, el peso
propio del perfil no genera flechas significativas y por tanto no es necesario
realizar esta comprobación.
4.4.2.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
4.4.2.2.1. Comprobación a tracción.
Comprobación manual:
Se debe cumplir que:
NEd A*fyd
NEd = 20,264 KN.
A= 308 mm2 (L 40x40x4).
fyd = 275/1,05.
20,264 KN 80,666 KN → CUMPLE
162
Resultados CYPE:
Figura 102. Verificación de dimensionamiento a tracción (CYPE)
4.4.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
La diagonal del arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la
comprobación de tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el
criterio de esbeltez.
Además, hay que tener en cuenta en los cálculos que la diagonal se doblará para
el trabajo del arriostramiento, por tanto la longitud de la diagonal se deberá de
considerar la mitad.
Comprobación manual:
1. βy = 1
2. λky =[(1*(8600/2)*√ )/15,2*π]= 3,26 < 4 → CUMPLE
4.5. Dimensionado de la viga perimetral.
La viga perimetral canaliza cualquier empuje movilizado por intento de pandeo
de los pórticos interiores a la cruz de San Andrés. Son barras de arriostramiento
que trabajan a tracción cuyas características técnicas quedan recogidas a
continuación en la Tabla 75.
Al igual que cualquier otro elemento de la estructura, se deben verificar los
diferentes estados límites.
163
Tabla 75. Características geométricas de la sección de la viga perimetral
4.5.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).
En este caso, NO es necesario realizar la comprobación de deformación puesto
que para aparecer flechas es necesario que existan momentos, esfuerzos que
solamente se originan ante la aparición de cargas aplicadas sobre la barra de una
forma puntual o de una forma distribuida.
Como los montantes tienen una longitud de 5,5 m (< 6 m), no es necesario
tampoco considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el
criterio de apariencia.
4.5.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).
4.5.2.1. Comprobación a tracción.
Comprobación manual:
Para la situación más desfavorable en cuanto al esfuerzo axil sobre los tirantes se
refiere (E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(0º)H4 + 0,75*N(EI)), se debe cumplir que:
NEd A*fyd
NEd = 33,094 KN.
A=1640 mm2 (IPE-140).
fyd = 275/1,05.
33,094 KN 429,524 KN → CUMPLE
164
Resultados CYPE:
Figura 103. Verificación de dimensionamiento a tracción (CYPE)
4.5.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
Tal y como se había comentado anteriormente, la viga perimetral del
arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la comprobación de
tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el criterio de esbeltez.
Comprobación manual:
1. βy = 1
2. λky =[(1*5500*√ )/57,4*π]= 1,104 < 4 → CUMPLE
Como se puede comprobar, el perfil escogido como viga perimetral cumple muy
sobradamente las solicitaciones y cumpliría para un perfil menor. No obstante,
puesto que los montantes de la viga contraviento y del arriostramiento lateral
deben ser IPE-140 por motivo de la relación de áreas con los tirantes (< 20 %),
se decide que el resto de vigas de atado también sean de este tipo de perfil con el
fin de facilitar el proceso constructivo y evitar discontinuidades de elementos
que puedan acarrear un problema a la hora de establecer conexiones entre ellos.
165
4.6. Dimensionado de la viga pre-marco de la fachada frontal.
La fachada frontal contará con dos puertas de 5x5,25 m adyacentes en torno al
pilar central del sistema contraviento. Estas puertas, al ser de unas dimensiones
considerables, es probable que sea necesario su anclaje a algún tipo de elemento
estructural para su apoyo, para el cual se ha ideado este sistema de “viga pre-
marco” donde sus características técnicas se recogen en la Tabla 76 de a
continuación.
Sin embargo, esta viga no solamente tendrá una finalidad de elemento de
fijación, sino que también se verá sometida a las posibles acciones de viento.
Además actuará como una especie de arriostramiento lineal del pórtico de
fachada limitando de esta manera las longitudes de pandeo de los pilares del
sistema contraviento de la fachada frontal sin afectar prácticamente nada a los
pilares en los que está apoyada
Esta viga estará constituida por 4 tramos de 5,25 m en una configuración de
estado biapoyada para cada una de las piezas (articulado-articulado en las dos
piezas centrales y rígido-articulado en las dos piezas de los extremos), y al igual
que cualquier otro elemento de la estructura, se deben verificar los diferentes
estados límites.
Tabla 76. Características geométricas de la sección de la viga pre-marco
La combinación de acciones más pésima que se presenta para este elemento es la
siguiente:
166
E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(270º)H1
NEd =30,663 KN; MEd =47,27 KNm; VEd = 36,017 KN
4.6.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE-4.3.3.2)
4.6.1.1. Criterio de Integridad.
En el criterio de integridad, se debe verificar que la flecha relativa activa sea
menor que 1/250 ante cualquier combinación característica.
Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha
máxima de las piezas centrales de 12,208 mm correspondiente a la combinación
1,35*PP + 1,5*V(270º)H1.
Se adopta como criterio de comprobación que el desplome relativo activo
máximo sea de 1/250:
δr =
→
Por tanto, el perfil IPE-270 cumple el criterio de integridad del E.L.S.
4.6.1.2. Criterio de Apariencia.
Como las piezas tienen una longitud de 5,25 m (< 6 m), no es necesario tampoco
considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el criterio de
apariencia.
4.6.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2)
4.6.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).
Comprobación manual:
Vc,Rd = Vpl,Rd =
√
)
√ KN; donde:
fyd: fy/γM0 = 275/1,05
Av: 2210 mm2 (Área perfil IPE-270)
Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se
comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo
cortante.
167
En este caso, para el IPE-270 con un VEd= 36,017 KN:
36,017 < 0,5* Vc,Rd → 50,418KN < 167,088KN → No hay interacción.
Resultados CYPE:
Figura 104. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)
4.6.2.2. Comprobación a flexión.
Comprobación manual:
1) Determinación de la clase.
ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2
168
C= (135-6,6-2*15)/2= 49,2
ALA= 49,2/10,2= 4,82
Cálculo límite de esbeltez ala:
9ε= 9*√
= 8,31 > 4,82 → CLASE 1
ALMA → C/tw C= h-2tf
C= 270-2*10,2= 249,6
ALMA= 249,6/6,6= 37,81
Cálculo límite de esbeltez alma:
72ε= 72*√
= 66,56 > 37,81 → CLASE 1
Al ser una disposición Isostática y salir ambas clasificaciones en clase 1, se
puede optimizar y cambiar su clasificación a CLASE 3.
2) Resistencia a flexión.
Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el
cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:
La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 3:
Mel,Rd = Wel * fyd
Wel: Módulo resistente elástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =
429*103 mm
3 (Dato Prontuario).
Mel = 429*103 * (275/1,05)= 112,357 KNm
MEd < Mel → 47,27 KNm < 112,357 KNm → CUMPLE
169
4.6.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).
4.6.3.1. Pandeo lateral.
Comprobación manual:
1) MLTV=
)
√ = 71,034*10
6 Nmm
MLTW = Wel,y*
= 46,252*10
6 Nmm
MCR = √ = 84,764*106 Nmm
2) λLT = √
= 1,179
3) αLT = 0,21
4) ϕLT = 0,5*[ ) ] = 1,298
5) χLT = 1/( ϕLT + (ϕLT2 - λLT
2)1/2
= 0,543 < 1 → CUMPLE
Resultados CYPE:
Figura 105. Verificación de dimensionamiento a pandeo lateral (CYPE)
170
5. Referencias bibliográficas.
Documento básico SE Seguridad Estructural. Código Técnico de
Edificación. Ministerio de Fomento. Abril 2009.
Documento básico SE-AE Seguridad Estructural-Acciones en la Edificación.
Código Técnico de la Edificación. Ministerio de Fomento. Abril 2009.
Documento básico SE-A Seguridad Estructural-Acero. Código Técnico de
Edificación. Ministerio de Fomento. Marzo 2006.
Documento básico SE-C Seguridad Estructural-Cimientos. Código Técnico
de Edificación. Ministerio de Fomento. Octubre 2007.
Documento básico SI Seguridad en caso de Incendio. Código Técnico de
Edificación. Ministerio de Fomento. Diciembre 2019.
Instrucción de Hormigón Estructural, EHE-08. Ministerio de Fomento 2008.
Instrucción de Acero Estructural, EAE. Ministerio de Fomento. 2008.
Reglamento RSCIEI de Seguridad Contra Incendios en Establecimientos
Industriales. Guía Técnica de Aplicación. Diciembre 2004.
Prontuario Ensidesa. Manual para cálculo de estructuras metálicas. Tomo
1. Ensidesa. 1975.
MONTALVÁ SUBIRATS, J.M. [et.al.] (2014) 2ª ed. Proyecto estructural
de edificio industrial. Diseño y cálculo de estructura metálica. Valencia:
Universitat Politècnica.
TOMÁS ESPÍN, ANTONIO (2013). Apuntes de la asignatura “Estructuras
Metálicas”. Cartagena: Universidad Politécnica de Cartagena.
171
ANEXO 1. COMBINACIONES EN E.L.U.
NOMBRES DE LA HIPÓTESIS
172
E.L.U. DE ROTURA EN ACERO LAMINADO
173
174
E.L.U. DE ROTURA. HORMIGÓN EN CIMENTACIONES
175
176
ANEXO 2. PERFILES METÁLICOS
EMPLEADOS.
177
178
179
180
181
ANEXO 3. UNIONES.
UNIÓN JÁCENA-JÁCENA (P.INTERIOR).
Figura 106. Detalle de la unión Jácena-Jácena (P.interior)
1. Descripción de los componentes de la unión.
182
2. Comprobaciones.
a) Viga IPE-360
b) Viga IPE-360
183
c) Tornillos
184
185
UNIÓN JÁCENA-JÁCENA (P.FACHADA).
Figura 107. Detalle de la unión Jácena-Jácena (P.fachada)
1. Descripción de los componentes de la unión.
186
187
2. Comprobaciones
a) Pilar IPE-240.
188
b) Viga IPE-140.
189
c) Tornillos IPE-240, IPE-140.
190
d) Vigas IPE-300
e) Tornillos IPE-240, IPE-300
191
192
UNIÓN PILAR-JÁCENA (P.INTERIOR).
Figura 108. Detalle de la unión Pilar-Jácena (P.interior)
1. Descripción de los componentes de la unión.
193
2. Comprobaciones.
a) Pilar HEB-220
194
b) Viga IPE-360
195
c) Tornillos HEB-220, IPE-360
196
d) Vigas IPE-140
197
e) Tornillos HEB-220, IPE-140
198
UNIÓN PILAR-JÁCNEA (P.FACHADA).
Figura 109. Detalle de la unión Pilar-Jácena (P.fachada)
1. Descripción de los componentes de la unión.
199
2. Comprobaciones.
a) Pilar HEB-220
200
b) IPE-300
201
c) Tronillos HEB-220, IPE-30
d) Viga IPE-140
202
e) Tornillos HEB-220, IPE-140
203
UNIÓN PILARES CONTRAVIENTO-JÁCENA (P.FACHADA).
Figura 110. Detalle de la unión Pilares contraviento-Jácena (P.fachada)
1. Descripción de los componentes de la unión.
204
2. Comprobaciones.
a) Viga IPE-300
b) Pilar IPE-240
205
c) Tornillos
206
UNIÓN PILAR-VIGA PRE-MARCO (P.FACHADA).
Figura 111. Detalle de la unión Pilar-Viga pre-marco (P.fachada)
1. Descripción de los componentes de la unión.
207
2. Comprobaciones.
a) Pilar HEB 220
208
b) Viga IPE-270
c) Tornillos
209
210
UNIÓN PILARES CONTRAVIENTO-VIGA PRE-MARCO (P.FACHADA).
Figura 112. Detalle de la unión Pilares contraviento-Viga pre-marco (P.fachada)
1. Descripción de los componentes de la unión.
211
2. Comprobaciones.
a) Pilar IPE-240
b) Viga IPE-270
c) Tornillos
212
213
PLANOS
5.25 5.25 5.25 5.25
10.510.5
51
0.925
0.925
61.85
PLANO Nº
ESCALA
1:80
PÓRTICO FRONTAL
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN M
1
NUDO TIPO 2
NUDO TIPO 4
NUDO TIPO 6
NUDO TIPO 5
NUDO TIPO 7
IPE 270 IPE 270
IPE 270IPE 270
I
P
E
3
0
0
I
P
E
3
0
0
HE 220 B
HE 220 B
IPE 240
IPE 240
IPE 240
5.25 5.25 5.25 5.25
10.510.5
51
0.925
0.925
61.85
PLANO Nº
ESCALA
1:80
PÓRTICO TRASERO
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN M
2
I
P
E
3
0
0
I
P
E
3
0
0
HE 220 B
HE 220 B
IPE 240
IPE 240
IPE 240
5.255.255.255.25
10.5 10.5
51
0.925
0.925
61.85
PLANO Nº
ESCALA
1:80
PÓRTICO INTERIOR
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN M
3
NUDO TIPO 1
NUDO TIPO 3
I
P
E
3
6
0I
P
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
5.5
L
4
0
x
4
0
x
4
5
PLANO Nº
ESCALA
1:120
SECCIONES LATERALES
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN M
4
IPE 140
5.55.55.55.55.5
5.5 5.5 5.5 5.5 5.5 5.5
6
15
6
1
HE 220 B
L
4
0
x
4
0
x
4
0.925
0.925
1.85
IPE 140 IPE 140
IPE 140
IPE 140 IPE 140
IPE 140 IPE 140 IPE 140 IPE 140 IPE 140
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
HE 220 B
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
0.925
0.925
1.85
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
0
0
IP
E
3
0
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
6
0
IP
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
6
0
IP
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
6
0
IP
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
6
0
IP
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
6
0
IP
E
3
6
0
HE 220 B
HE 220 B
I
P
E
3
0
0
IP
E
3
0
0
IPE 240
IPE 240
IPE 240
I
P
E
2
7
0
I
P
E
2
7
0
I
P
E
2
7
0
I
P
E
2
7
0
IPE 240
IPE 240
IPE 240
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
I
P
E
1
4
0
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L 40 x 40 x 4
L
4
0
x
4
0
x
4
L 40 x 40 x 4
L
4
0
x
4
0
x
4
L 40 x 40 x 4
L
4
0
x
4
0
x
4
L 40 x 40 x 4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
L
4
0
x
4
0
x
4
5
.
5
5
.
5
5
.
5
5
.
5
5
.
5
5
.
5
5
.
2
5
5
.
2
5
5
.
2
5
5
.
2
5
1
0
.
5
1
0
.
5
51
0.925
0.925
61.85
PLANO Nº
ESCALA
1:120
ESTRUCTURA EN 3D
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN M
5
CUADRO DE VIGAS CENTRADORAS
40
50
VC.S-1.1
Arm. sup.: 4∅16
Arm. inf.: 4∅16
Arm. piel: 1x2∅12
Estribos: 1x∅8c/20
C1
C2
C1C1C1C1C1C1
C1C1C1C1C1C1C1
C2
C2
C2
C2
C2
PLANO Nº
ESCALA
1:150
PLANO DE CIMENTACIÓN
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
COTAS EN CM
6
300 x 300 x 70
260 x 260 x 60
VC.S-1.1 40x50
300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70
300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70
260 x 260 x 60
260 x 260 x 60 260 x 260 x 60
260 x 260 x 60
260 x 260 x 60
VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50
VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
VC.S-1.140x50
13P2∅12c/20 (250)
13P4∅12c/20 (250)
130 130
60
260
260
16P6∅12c/19 (290)
16P8∅12c/19 (290)
150 150
70
C1
300
300
C2
15 15
ARM. PIEL 2X1P1∅12 (580)
16 16
4P2∅16 (582)
19 19
4P3∅16 (588)
8
39
29
15P4∅8c/20
(153)
40
50
130 130 270 150 150
830
10
10
50
70
C2 C1
PLANO Nº
ELEMENTOS DE CIMENTACIÓN
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
ZAPATAS: COTAS EN CM
7
S/E
Placa base
500x500x18
Pilar
HE 220 B
A A
Alzado
Placa base
500x500x18
Pilar
HE 220 B
6
A A
Vista lateral
7
40 210 210 40
500
40
210
210
40
500
Placa base
500x500x18
Pernos de anclaje
8 ∅ 20
Sección A - A
Placa base
350x500x18
Pilar
IPE 240
A A
Alzado
Placa base
350x500x18
Pilar
IPE 240
5
A A
Vista lateral
4
40 90 90 90 40
350
40
420
40
500
Placa base
350x500x18
Pernos de anclaje
8 ∅ 20
Sección A - A
PLACAS: COTAS EN MM
NUDO 1
NUDO 2
NUDO 3
1
0
0
0
9
4
2
5
8
3
6
0
3
4
7
Viga (a): detalle de la cartela (1/2 IPE 360)
1
0
0
0
9
4
2
5
8
3
6
0
3
4
7
Viga (b): detalle de la cartela (1/2 IPE 360)
Viga (b)
IPE 360
Cartela
1/2 IPE 360
6
6
9 170
5.7
1
8
%
(12)
ISO 4014-M16x65-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
Chapa
200x755x14
Viga (a)
IPE 360
Cartela
1/2 IPE 360
6
6
9 170
5.7
1
8
%
BB
Alzado
45
4915
18.6
Chapa
200x755x14
6
6
Viga (a)
IPE 360
Cartela
1/2 IPE 360
4
4
311
311
4
4
314
314
6
Sección B - B
64 64
64137
137
138
13864
755
200
12 Taladros ∅ 18 mm
Chapas frontales (e = 14 mm)
Chapa
145x282x8
3
3
253
253
4
4
115
115
4
4
115
115
4
4
253
253
Viga (c)
IPE 300
AA
Pilar
IPE 240
Chapa
145x282x8
3
3
253
253
4
4
115
115
4
4
115
115
4
4
253
253
Viga (b)
IPE 300
Sección B - B
5 5
175
175
4 4
47
47
4
4
47
47
3 3
200
200
Rigidizador
220x145x11
5 5
175
175
4
4
47
47
4
4
47
47
3
3
200
200
Rigidizador
220x145x11
Viga (a)
IPE 140
Viga (b)
IPE 300
Viga (c)
IPE 300
Sección F - F
10
Rigidizador
220x145x11
Rigidizador
220x145x11
Viga (a)
IPE 140
5
5
110
110
Chapa lateral
90x110x8
(2)
ISO 4017-M16x40-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
F F
Pilar
IPE 240
BB
Sección A - A
Viga (c)
IPE 140
6
4
4
314
314
6
Viga (a)
IPE 360
4
4
355
355
6
Cartela
1/2 IPE 360
Pilar
HE 220 B
AA
Sección C - C
62.7
Rigidizador
188x105x14
Rigidizador
188x105x14
Viga (a)
IPE 360
Cartela
1/2 IPE 360
6
6
9 170
5.7
1
8
%
(12)
ISO 4014-M16x65-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
Chapa
200x800x15
Pilar
HE 220 B
CC
Sección A - A
107.7
107.7
Chapa
200x800x15
Chapa lateral
90x110x8
Chapa lateral
90x110x8
Rigidizador
188x105x14
Rigidizador
188x105x14
Viga (a)
IPE 360
Viga (b)
IPE 140
Viga (c)
IPE 140
Sección D - D
1
0
0
0
9
4
2
1
9
7
3
6
0
3
4
7
Detalle de la cartela (1/2 IPE 360)
PLANO Nº
NUDOS 1,2 Y 3
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
8
ESCALA
COTAS EN MM
1:20
TIPO 4 TIPO 5
TIPO 6
TIPO 7
PLANO Nº
NUDOS 4,5,6 Y 7
UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.
AUTOR:
ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y
PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.
PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN
METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS
TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).
ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO
TFG GRADO EN I.CIVIL
9
ESCALA
COTAS EN MM
1:20
56
Rigidizador
188x105x11
Rigidizador
188x105x11
5.7
1
8
%
(6)
ISO 4014-M16x65-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
Chapa
175x330x14
Viga
IPE 300
C C
Pilar
HE 220 B
BB
Sección A - A
Viga
IPE 140
4
4
261
261
5
5
Pilar
HE 220 B
AA
Sección B - B
Viga
IPE 300
107.7
Chapa
175x330x14
Chapa lateral
90x110x8Rigidizador
188x105x11
Rigidizador
188x105x11
Viga
IPE 300
Viga
IPE 140
Sección C - C
3
3
229
229
5
5
Viga
IPE 270
Pilar
HE 220 B
Sección A - A
Rigidizador
188x105x11
Rigidizador
188x105x11
(6)
ISO 4014-M16x65-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
Chapa
160x345x14
Viga
IPE 270
AA
B B
Pilar
HE 220 B
Alzado
Chapa
160x345x14
Rigidizador
188x105x11
Rigidizador
188x105x11
Viga
IPE 270
Sección B - B
Pilar
IPE 240
Viga
IPE 300
Chapa
100x200x8
Rigidizador
282x70x7
CC
B B
Sección A - A
3
3
3
3
Rigidizador
282x70x7
Chapa
100x200x8
Pilar
IPE 240
Sección B - B
AA
(4)
ISO 4017-M12x40-8.8
ISO 4032-M12-8
2 ISO 7089-12-200 HV
Viga
IPE 300
2222
72
72
200
100
4 Taladros ∅ 13 mm
Chapa (e = 8 mm)
92.5
Pilar
IPE 240
4
4
200
200
Viga
IPE 300
Chapa
100x200x8
Sección C - C
(4)
ISO 4017-M12x40-8.8
ISO 4032-M12-8
2 ISO 7089-12-200 HV
22.5
22.5
Viga (a)
IPE 270
5
5
225
225
(3)
ISO 4017-M16x40-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
Pilar
IPE 240
Viga (b)
IPE 270
5
5
225
225
(3)
ISO 4017-M16x40-8.8
ISO 4032-M16-8
2 ISO 7089-16-200 HV
CC
Sección B - B
BB
Pilar
IPE 240
Chapa lateral
90x225x8
Viga (b)
IPE 270
Sección C - C
45
27
86
27
225
90
3 Taladros ∅ 18 mm
Chapa lateral de la viga (a) IPE 270
(e = 8 mm)
45
27
86
27
225
90
3 Taladros ∅ 18 mm
Chapa lateral de la viga (b) IPE 270
(e = 8 mm)